Железобетонные и каменные конструкции КП №2

ЛИСТ1.dwg

ВЕДОМОСТЬ РАБОЧИХ ЧЕРТЕЖЕЙ ОСНОВНОГО КОМПЛЕКТА АР
Фасад с улицы Кирова
ПРОЕКТНО-СМЕТНОЕ БЮРО "ТУЛЬСКОЕ
План фундаментов. Спецификация
Архитектурно-строительные решения
Монолитный пояс из бетона класса В12
Развертка по осям 1 и 3
Гидроизоляция на отм. -0.300
Отверстие для канализации сеч. 200х300 на отм. -1
Отверстие ввода водопровода сеч. 200х200 на отм. -2
План фундаментов на отм. -1
Спецификация элементов фундаментов
Плиты ленточных фундаментов ФЛ 14.24-2
Фундаментные блоки ФБС 24.6.6-т
Объем бетона марки В12
на моно- литный пояс
Объем бетона марки В7
на моно- литные участки
Обмазать горячим битумом за 2 раза
Гидроизоляция на отм. - 0
Спецификация стеновых и фундаментных блоков дана на листе КЖ- Фундаменты под наружные стены выполняются из железобетонных блоков и плит
укладывакмых на бетонную подготовку толщ. 100мм. Участки между стеновыми фундаментными блоками выполнять из бетона класса В15
а бетонную подготовку из бетона класса В7
Общий расход бетона: - класса В15 на монолитные участки - м3; - класса В7
на бетонную подготовку - м3. Укладка блоков производится на растворе М50 с перевязкой вертикальных швов
а также в углах и в местах их пересечения. Горизонтальная гидроизоляция выполняется из слоя цементного раствора состава 1:3 толщиной 2см на отм. -0
соприкасающиеся с грунтом
промазываются горячим битумом за 2 раза. Спецификация сборных элементов крылец приведена на листе АС-7. По фундаментным плитам выполнить монолитный пояс толщ. 150мм низ на отм. -1
0. Общий расход бетона класса В15 - 4
полутвердой консистенции
слабопучинистый ( R =0
среднесжимаемый (а=0
просадочный 1-го типа
величина относительной просадочности =0
кгссм2. Расчетные характеристики грунта (при α=0
- по деформациям): Е =8МПа; с=7кПа; γ=1
гсм3; φ =19° . Грунтовые воды не выявлены. Для предохранения основания от возможных изменений их свойств в процессе строитель- ства и эксплуатации зданий и сооружений рекомендуется: при отрытии котлована не допускать замачивания и промораживания грунтового основания. не допускать перерыва между отрытием котлована и укладкой фундамента. не допускать проникновения под фундаменты поверхностных и техногенных вод.
Общие данные При производстве работ по строительству при грунтовых условиях 1-го типа по просадочности необходимо руководствоваться указаниями СНиП 2.02.01-83
СНиП 3.02.01-87 с выполнением мероприятий по защите здания от деформации: 1.Устранить просадочные свойства грунта путём поверхностного уплотнения грунтов оснований тяжёлыми трамбовками с обеспечением толщины уплотненного слоя не менее 1
м. Производство работ по поверхностному уплотнению выполнить в соответствии с "Инструкцией по поверхностному уплотнению грунтов оснований зданий и промышленных сооружений тяжёлыми трамбовками". Уплотнение производить до отказа. Величина отказа и количество ударов необходимого для уплотнения грунта до отказа
устанавливается контрольным уплотнением. Ориентировочная величина отказа принимается - 1-2 см. Дно котлована разработать с недобором по сравнению с проектной отметкой заложения фундаментов на величину понижения поверхности грунта при трамбовании
которую уточнить по результатам контрольного уплотнения. Объёмный вес скелета на нижней границе уплотненного слоя должен быть не менее 1
но не менее величины
при которой просадка грунта исключается. При производстве работ в зимнее время уплотнение допускается только при талом состоянии грунта
и при температуре воздуха
при которой глубина суточного промерзания грунта не превышает 10 см. 2.Работы по вертикальной планировке должны быть выполнены в первую очередь
так же как и работы по наружным коммуникациям. Приступить к отрывке котлованов и подготовке оснований под фундаменты здания допускается только после окончания вышеуказанных работ в пределах полосы шириной не менее 20 метров вокруг здания. Грунт
вынутый из котлована или траншеи и оставляемый на месте для последующего использования
укладывать на бровке вала
преграждающего сток воды в выемку. Отрывка котолованов и траншей должна производиться с расчетом немедленного (после отрывки) устройства фундаментов и трубопроводов. Обратная засыпка котлованов и траншей местным талым грунтом с послойным уплотнением должна производиться немедленно после возведения фундаментов и других подземных сооружений
а также цокольной части здания. Планировка территории должна производиться с сохранением дернового слоя. При планировке срезкой произвести обработку поверхности грунта путём его взрыхления на глубину 0
м и последующего уплотнения катками при оптимальной влажности. Применение песчаных грунтов - строительного мусора и других дренирующих материалов для планировочных работ
пазух котлованов и траншей - не допускается. 3.Вокруг здания устраивается асфальтовая водонепроницаемая отмостка шириной 1
м (на щебёночной подготовке толщиной 10 см пролитой горячим битумом). Отмостку выполнить непосредственно после окончания обратной засыпки. Грунт под отмосткой должен быть взрыхлён с последующей плотной утрамбовкой. Отмостку устраивать с уклоном в поперечном направлении не менее 0
4.Работы по возведению надземной части здания выполнять после окончания и приёмки работ нулевого цикла.
Для усиления перевязки фундаментных блоков по оси "2" между осями "Б-В" заложить в швы арматуру Общий расход Данный лист смотреть совместно с листами КЖ-1
Данный лист смотреть совместно с листами КЖ-1
Данный лист смотреть совместно с листами КЖ-2
Магазин промышленных товаров по ул. Свободы в г. Плавске Тульской области
Металлическая гильза
Спецификация элементов лестницы
Рифлёная сталь =5мм 250х930 мм
Рифлёная сталь =5мм 1050х1050 мм
Архитектурные-строительные решения
Сечение а-а. Спецификация элементов лестницы
Анкерный болт ø 16 А-I =210 мм
Анкерный болт ø 16 А-I =660 мм
Существующая плита перекрытия
Данный лист смотреть совместно с листами АС-5
Металлоконструкции изготовить из стали марки С235 по ГОСТ 27772-88
кроме специально оговоренных. Сварку металлоконструкций (сборочных единиц) выполнять электродами Э42 по ГОСТ 9467-75* с соблюдением требований ГОСТ 5264-80. Высоту сварных швов принять по наименьшей толщине свариваемых элементов. Металлоконструкции поставлять на площадку покрытыми грунтовкой ГФ-021. После монтажа конструкции окрасить эмалью ПФ-115 за 2 раза. При монтаже конструкций руководствоваться указаниями СНиП 3.01.03-87 "Несущие и ограждающие конструкции". Спецификация дана без учёта 2% на сварные швы.
Железобетонные и каменные конструкции
Одноэтажное каркасное промышленное здание
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ
Схема связей. Разрезы 1-1
-2. Узлы 1-1÷4-4. Сечения 1-1
-10. Фундамент Ф-1. Сетки С3
СПЕЦИФИКАЦИЯ КОЛОННЫ К-1
Закладное изделие М1
Закладное изделие М2
Закладное изделие М3
СПЕЦИФИКАЦИЯ ФУНДАМЕНТА Ф-1
ГРУППОВАЯ СПЕЦИФИКАЦИЯ
Четырехслойный рубероидный ковер Асфальтовая стяжка -20мм Утеплитель -50мм Обмазочная пароизоляция Железобетонные ребристые плиты -400мм
опорный лист 200х16 =380мм
опорный лист 160х12 =500мм
ребровая планка 200х12 =150мм
опорный лист 260х12 =500мм
Колонна К-1. Каркасы КП1÷КП3
С2. Сечения 3-3÷5-5. Спецификиции колонны К-1 и фундамента Ф-1. Групповая спецификация. Ведомость расхода стали на элемент

мой 1.doc

Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
Тульский государственный университет
Кафедра "Строительство строительные материалы и конструкции
Курсовой проект по дисциплине
Железобетонные и каменные конструкции
Тема: "Одноэтажное каркасное промышленное здание
Компоновка поперечной рамы 4
Определение нагрузок на раму 5
1 Постоянная нагрузка 5
2 Временные нагрузки 6
2.1 Снеговая нагрузка 6
2.2 Крановые нагрузки 6
2.3 Ветровая нагрузка 7
Определение усилий в колоннах рамы 7
2.Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки 8
3 Усилия в колоннах от снеговой нагрузки 9
4 Усилия в колоннах от крановой нагрузки 9
Составление таблицы расчетных усилий 10
Расчет прочности двухветвевой колонны среднего ряда 12
Расчет фундамента под среднюю двухветвевую колонну 15
1 Данные для расчета 15
2 Определение геометрических размеров фундамента 16
3 Расчет арматуры фундамента 16
Проектирование стропильной фермы с параллельными поясами 17
1 Данные для расчета 17
2 Определение нагрузок на ферму 18
3 Определение усилий в элементах фермы 18
4 Расчет сечений элементов фермы 20
4.2 Верхний сжатый пояс 20
4.3 Нижний растянутый пояс 21
4.4 Расчет нижнего пояса на трещиностойкость 21
4.5 Расчет растянутого раскоса Р2 22
Список литературы 23
Здание не отапливаемое двухпролетное без тоннеля. Пролеты здания 24м шаг колонн 6 м длина температурного блока 72 м. Мостовые краны группы режима работы 8К грузоподъемностью 15 т в каждом пролете (рис.1). Снеговая нагрузка по IV географическому району ветровая нагрузка для III района местность открытая средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца =4 мс. Кровля рулонная плотность утеплителя 400кгм3 толщина 10см.
Рис. 1. Конструктивная схема поперечной рамы
Компоновка поперечной рамы
В качестве основной несущей конструкции покрытия выбираем железобетонные фермы с параллельными поясами пролетом 24 м с предварительно напряженным нижним поясом и первым восходящим сжатым раскосом. Устройство фонарей не предусмотрено цех оборудуется лампами дневного света. Плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 36 м. Подкрановые балки железобетонные предварительно напряженные высотой 14 м. Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн на отметке 132 м. Стеновые панели и остекление ниже отметки 132 м также навесные опирающиеся на фундаментную балку. Крайние и средние колонны проектируем сквозными двухветвевыми.
Отметка кранового рельса 1478 м. Высота кранового рельса 120 мм.
Колонны крайних рядов имеют длину от обреза фундамента до верха подкрановой консоли H1=1378 м; от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции – в соответствии с габаритами мостового крана согласно стандарту на мостовые краны; высотой подкрановой балки рельса размером зазора H2=362 м.
Окончательно принимаем H2=36 м что отвечает модулю кратности 12 м для длины от нулевой отметки до низа стропильной конструкции.
Привязку крайних колонн к разбивочным осям при шаге 6 м кране грузоподъемности 15 т принимаем 250 мм.
Для крайней колонны в подкрановой части h=1300 мм; b=500мм (при шаге 6 м.); в надкрановой части из условия опирания фермы h=600мм b=500мм. Для средней двухветвевой колонны в надкрановой части h=700ммb=600мм; в подкрановой части h=1900мм b=600мм (рис.2).
Рис. 2 Компоновка сечений колонн
а - крайняя колонна; б - средняя колонна.
Определение нагрузок на раму
Нагрузка от веса покрытия приведена в таблице 1.
Жб ребристых плит покрытия размером в плане 36 с учетом заливки швов
Обмазочной пароизоляции
Асфальтовой стяжки толщиной 20 мм
Нагрузка от веса покрытия Таблица 1
1 Постоянная нагрузка
Расчетное опорное давление фермы: от покрытия 2922·6·242=2104 кН; от фермы (922)·11=506 кН где 11 – коэффициент надежности по нагрузке gf.
Расчетная нагрузка от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по
назначению здания gn=095: на крайнюю колонну F1=(2104+506)·095=24795 кН;
на среднюю F2=2F1=2·24795=4959 кН.
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на колонну выше отметки 150 м F=(g1·Sh+g2·h)·a·g¦·gn= (17×36+04×24)×6×11×095= =444 кН; то же передаваемая непосредственно на фундаментную балку F=(17×24+04×126)×6×11×095=572 кН
где g1=25кНм2 – вес 1 м2 стеновых панелей;
Sh – суммарная высота полос стеновых панелей выше отметки 150 м;
g2=04кНм2 – вес 1 м2 остекления;
h – высота остекления.
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок F=Gn·gf·gn=115·11·095=1202 кН где Gn=115 кН – вес подкрановой балки.
Расчетная нагрузка от веса колонн.
надкрановая часть F=05·06·36·25·11·095=282 кН;
подкрановая часть F=05·025·1378·2·25·11·095=900 кН.
Средние колонны соответственно:
надкрановая часть F=06·07·36·25·11·095=516 Кн;
подкрановая часть F=[06·035·1378·2+(09+04·5)·05·(12-2·025)]·25·11·095=1775 кН.
2 Временные нагрузки
2.1 Снеговая нагрузка
Вес снегового покрова на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия для IV района согласно главе СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» S0=24кПа=2400Нм2. Так как уклон кровли 3%12% средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца =4мс>2мс снижаем коэффициент перехода m=1 умножением на коэффициент k=12-01=12-01·4=08 т.е. k·m=08·1=08. Расчетная снеговая нагрузка при k·m=08 gf=10 gn=095; на крайние колонны: F=S0· k·m·a·( на средние колонны F=2·13133=26266 кН.
2.2 Крановые нагрузки
Вес поднимаемого груза Q=150кН. Пролет крана 24-2·075=225 м. Согласно стандарту на мостовые краны база крана М=63 м расстояние между колесами К=44 м вес тележки Gn=53 кН вес крана с тележкой 31кН Fnmax=185 кН Fnmin=(150+310)2-185=45 кН.
Расчетное максимальное давление на колесо крана при gf=11: Fmax=Fnmax·gf·gn=185·11·095=19333кН. Fmin=45·11·095=47 кН.
Расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Рис. 3. Линия влияния давления на колонну
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний g Dma Dm то же от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний gI=07 равна 2Dmax=2·19333·07·195=5278 кН.
Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении H=Hmin·gi·у=53·085·195=88 кН.
2.3 Ветровая нагрузка
Нормативное значение ветрового давления по главе СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» для IV района местности типа A·0=048 кПа (480 Нм2). При условии H2=21(2·24)=04405 значение аэродинамического коэффициента для наружных стен принято: с наветренной стороны cе=08 c подветренной с =06. Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки m с наветренной стороны равно: для части здания высотой до 5м от поверхности земли при коэффициенте учитывающем изменение ветрового давления по высоте k=075 m1=0·k·се=480·075·08=288Нм2; то же высотой до 10м при k=10 m2=480·10·0.8=384 Нм2; то же высотой до 20м при k=125 m3=480·125·0.8=480 Нм2; то же высотой до 40м при k=15 m4=480·15·08=576 Нм2. На высоте 210 м в соответствии с линейной интерполяцией с наветренной стороны: m5=m3+[(m4-m3)10]·(Hl-10)=480+[(576-480)10]·(210-10)=5856 Нм2то же на высоте 174м m6=384+[(480-384)10]·(174-10)=45504 Нм2.
Переменную по высоте ветровую нагрузку с наветренной стороны заменяем равномерно распределенной эквивалентной по моменту в заделке консольной балки длиной 174м. С подветренной стороны ms=(сеc)·m=(0608)·38797=291 Нм2.
Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 174м при коэффициенте надежности по нагрузке gf=14 коэффициенте надежности по назначению gn=095: с наветренной стороны р=m·a·gf·gn=38797·6·14 ·095=3096 Нм; с подветренной стороны рs=291·6·14·095=38703 Нм.
Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 174м:
Определение усилий в колоннах рамы
Расчет рамы выполняют методом перемещений. Неизвестным является Δ1 – горизонтальное перемещение верха колонны. Основная система содержит горизонтальную связь препятствующую этому перемещению. Каноническое уравнение метода перемещений имеет вид сd сdim – коэффициент учитывающий пространственный характер работы каркаса здания.
Постоянная снеговая ветровая нагрузки действуют одновременно на все рамы температурного блока при этом пространственный характер работы каркаса не проявляется сdim=1. Крановая же нагрузка приложена только к нескольким рамам блока однако благодаря жесткому диску покрытия в работу вовлекаются все рамы блока проявляется пространственная работа сdim>1.
Подвергают основную систему единичному перемещению Δ1=1 и вычисляют реакции верхнего конца колонн RΔ.
Для крайней колонны: α=а=361738=021 где а=Н2=36 м =Н=1378 м; k=α3(I1I2-1)=0213(9154·10490·104-1)=009 где I1=(50·1303)12=9154·104 см4; I2=(50·603)12=90·104 см4.
Для средней двухветвевой колонны при числе панелей n=4 α=а= 361738= =021 k=α3(I1I2-1)=0213(2523·1041715·104-1)=013 где I1=2·b·h(c2)2= 2·60·35(1552)2=2523·104 см4; I2=b·h12=60·70312=1715·104 см4.
где I3=b·h12=60·35312=214·104 см4.
Суммарная реакция r11=ΣRΔ=(2·48·10-3+128·10-3)Еb=224·10-3Еb.
2.Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки
Продольная сила F1=24795 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом ео. В верхней части е0=025+0175-05·h=025+0175- 05·06=0125 м момент М1=F1·ео=24795·0125=310 кН где 025 – привязка крайних колонн к разбивочным осям; 0175 – расстояние от разбивочной оси до передачи продольной силы на колонну.
Рис.4. К определению эксцентриситетов продольных сил в крайней колонне
В подкрановой части колонны кроме силы F1 приложенной с эксцентриситетом ео=(h1- h)2=(06-05)2=005 м действуют: расчётная нагрузка от стеновых панелей толщиной 30 см F=444 кН с ео=(03+06)2=045 м; расчётная нагрузка от подкрановых балок F=1202 кН с е=λ+025-05h =075+025-05·06=07 м; расчётная нагрузка от надкрановой части колонны F=516 кН с ео=01 м.
Суммарное значение момента
М2=-24795·03–444·075+1202·04-516·03=-7509 кН·м.
На среднюю колонну действует продольная сила F2=106935кН.
Вычисляют реакцию верхнего конца левой колонны
Согласно принятому в расчете правилу знаков реакция направленная вправо положительна. Реакция правой колонны R3=1175 кН средней колонны R2=0 (так как загружена центрально). Суммарная реакция связей в основной системе R1р= ΣRi=-1175+0+1175=0 при этом из канонического уравнения r11·Δ1+ΣR1р=0 следует что Δ1=0. упругая реакция левой колонны Rе=R1+Δ1·RΔ=-1175 кН.
Изгибающие моменты в сечениях колонны равны: М0-1=М1=310 кНм; М1-0= =М1+Re·H2=310-1175·36=-113 кНм; М1-2=-113-7509=-8639 кНм; М2-1=310-7509-1175·1378=-2060 кНм.
Продольные силы в крайней колонне: N1-0=24795+516=29955 кН; N1-2= =29955+444+1202=46415 кН; N2-1=46415+90=55415 кН.
Поперечная сила Q2-1=-1175 кН.
Продольные силы в средней колонне: N1-0=4959+516=5475 кН; N1-2= =5475+2·1202=7879 кН; N2-1=7879+1775=9654 кН.
3 Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Определяют аналогично вышеизложенному результаты приведены в табл. 2.
4. Усилия в колоннах от крановой нагрузки
Рассматривают следующие виды загружения: 1) Мma 2) Мma 3) четыре крана с Мma 4) тормозная сла на средней колонне.
В первом случае на крайней колонне сила Мmax=Dmax·е=32044·06=1923 кН·м (е=06 м аналогичен эксцентриситету приложения нагрузки от веса подкрановых балок). Реакция опоры левой колонны
Одновременно на средней колонне действует сила Dmin=779 кН с эксцентриситетом е=λ=075 м. При этом Мmin=779·075=5843 кНм. Реакция верхней опоры средней колонны R2=-[-3·5843(1-1952)]2·1425(1+0135+0237)=1256 кН.
Суммарная реакция в основной системе R1р=-154+1256=-284 кН.
С учетом пространственной работы
Упругая реакция левой колонны Rе=-154+128·10-3·Еb·326·1Еb=-15 кН. Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой колонны: М1-0=-15·36=-540 кНм; М1-2=-54+1923=1383 кНм; М2-1=-15·1378+1923=-144 кНм. Продольные силы: N0-1=0; N1-2=N2-1=-345 кН. Поперечные силы: Q0-1=Q1-2=Q2-1=-154 кН.
Упругая реакция средней колонны Rе=1256+224·10-3·Еb·326·1 Еb=133 кН. Изгибающие моменты: М1-0=133·36=4788 кНм; М1-2=4788-5843=-1055 кНм; М2-1=133+1425=2755 кНм. Продольные силы N1-0=0; N1-2=N2-1=94949 кН. Поперечные силы: Q0-1=Q1-2=Q2-1=133 кН.
Усилия в колоннах при загружении действием четырех кранов совмещенных в одном створе двух пролетов усилия в средней колонне равны: N1-0=0; N1-2=N2-1
Результаты расчета от перечисленных выше нагрузок приведены в таблице 3.
Составление таблицы расчетных усилий
На основании выполненного расчета строем эпюры моментов для различных загружений рамы и составляем таблицу расчетных усилий М NQ в сечениях колонны. При расчете прочности рассматриваем три сечения колонны: 1-0-на уровне верха консоли колонны; сечение 1-2 – на уровне низа консоли колонны; сечение 2-1 – в заделке. Усилия в левой стойке от крановой нагрузки в правом пролете не учитываем расчетом. В каждом сечении колонны определяем три комбинации усилий: Мma Mm Nmax соответствующие M и Q.
При составлении таблицы расчетных усилий в соответствии с главой СНиПа «Нагрузки и воздействия» и нормами на проектирование железобетонных конструкций рассматриваем две группы основных сочетаний нагрузок с различными коэффициентами условий работы бетона gb2.В первой группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и снеговую при коэффициенте сочетаний gI=1 и gb2=1.Во второй группе основных сочетаний учитываем постоянную нагрузку и все временные нагрузки в их наиболее невыгодном сочетании при gI=09 Поскольку в эту вторую группу сочетаний включены крановые нагрузки принимаем gb2=11.
Комбинации нагрузок и расчетные усилия в сечениях колонн Таблица 2
Эпюра изгибающих моментов
Крановая от 4 в створе
Расчет прочности двухветвевой колонны среднего ряда
Данные для расчета сечений: бетон тяжелый класса В30подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении Rb=17МПа; Rbt=12МПа; Eb=29·103МПа. Арматура класса А-3 d>10мм Rs=365МПа Еs=2·105.
Сечение 1-0 на уровне верха консоли. Сечение колонны bh=6070 см при а=а'=4см; полезная высота сечения h0=66см.В сечении действует три комбинации
Комбинация расчетных усилий Таблица 3
Усилия от продолжительного действия нагрузки М=0; N=995кН.
При расчете сечения на первую и вторую комбинацию усилий расчетное сопротивление Rb вводим с коэффициентом gb2=11 так как в комбинации включены постоянная снеговая крановая и ветровая нагрузки; на третью – с коэффициентом gb2=09(постоянная и снеговая). Расчет выполняем на все три комбинации и расчетное сечение симметричной арматуры Аs=As должно приниматься наибольшее
Вычисляем е0=МN=1658011261=1472 см; ea=2 см (ea³(130)h=7030=23 см; ea³(1600)H=07 см; еа³1 см); 0=2H2=2·36=72 м (в комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка); l=0i=720202=356>14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила
Здесь I=b·h312=60·70312=1715000см4; j=1+b(М1 М) =1+1·(258775137)= 134; b=1(тяжелый бетон); М1=М+N(h0-a)2=0+995(066-004)2=30845 кН·м;
М=1658+11261(066-004)=864 кН·м; d=е0h=0147207=021; dеm dеdem a=ЕsEb=20000029000=6896 при m=0004(первое приближение) Is=m·b·h0·(05h-a)2= =0004·60·66·(05·70-4)2=1522224 см4; jsp=1.
Коэффициент h=1(1-NNcr)=1(1-1126119800)=106; расстояние е=е0h+05h-a=1472·106+05·60-4=416 см. При условии что Аs=As высота сжатой зоны
Относительная высота сжатой зоны x=xh0=120466=018.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны
Здесь =085-0008gb2·Rb=085-0008·11·17=07004; ss1=Rs=365МПа. В случае x=0215xR=093.
Площадь арматуры Аs=As назначаем по конструктивным соображениям: Аs=0002·B·h0=0002·60·66=792 см2. Принимаем 320 с Аs=941 см2.
Расчет сечения колонны 1-0 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не делаем так как 0 i1= b212 = 60212=1732 cм.
Сечение 2-1 в заделке колонны. Высота всего сечения двухветвевой колонны 190см сечение ветви bh=6035см; расстояние между осями ветвей с=155см; расстояние между осями распорок при шести панелях s=H1n=13786=23 м; высота сечения распорки 40см. В сечении действует три комбинации расчетных усилий.
Комбинация расчетных усилий Таблица 4
Усилия от продолжительного действия нагрузки М1=0; N1=1346 кН; Q1=0. Расчет необходимо выполнять на все три комбинации и расчетное сечение симметричной арматуры Аs=As должно приниматься наибольшее.
Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузки от крана во всех комбинациях0=y·H1=15·1378=2067 м.Приведенный радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяют
Приведенная гибкость сечения lred=2067037=559>14 – необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Вычисляем: е0=18437200347=92см; I=2[b·h312+b·h(c2)2]=2·[60·35312+60·35·
(1552)2]=25655·105см4; M1=0+1346(1152)=7735кН·м; M=18437+200347·(115
)=133637кН·м; b=1(тяжелый бетон) j=1+77395133637=1579; dе=0h=2076 190=011; dеmin=05-001(0h)-001·Rb·gb2=05-001(2076190)-001·11·17=0203
dedem a=ЕsEb=20000029000=6896.
Предварительно задаемся коэффициентом армирования m=00065(первое приближение); Is=2·00065·60·35·(1552)2=164·105см4;
Коэффициент h=1(1-NNcr)=1(1-200347100000)=102.
Определяем усилия в ветвях колонны: Nbr=N2±M·hc= 2003472± 18437·106 155=1002±1261 кН; Nbr1=11655кН; Nbr2=8385 кН.
Вычисляем: Mbr=(Q·s)4=(123·3445)4=106 кН·м; е0=MN=80911655=07 см;
еа=(130)h=3530=117; еа=(1600)=3445600=057 см; еа=1 см.
Поскольку оказалось что е0e то в расчет вводим е0=еа=1см тогда е=е0+h2-a=
В расчетном случае =037R=093 армирование ветвей принимаем симметричное.
Площадь арматуры Аs назначаем по конструктивным соображениям.
As=0002b·h0=0002·60·31=372 см2. Принимаем 314 с As=462 см2.
Проверяем необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба.
Расчетная длина 0=08H1=08·1378=1102 м. Радиус инерции 0i=11021732=636>lred=4115 – расчет необходим.
Так как 0i=636>14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Значение случайного эксцентриситета: еа=(130)h=3530=117; ea=(1600)H1=
=1378600=23 см; еa=1см. Принимаем еа=23 см. Тогда е=еа+h2-a=23+602-4=283 см; M1=0+1346·0283=38092 кН·м; M=0+200347·0283=5670 кН·м; b=1(тяжелый бетон); j=1+3004344717=167; dе=2360=004; demin=05-001(0h)-001·Rb·gb2=
=05-001(63660)-001·11·17=0207. Принимаем dе=021; a=EsEb=20000029000= =6896; I=2·(35·603)12=126·105 см4; Is=2·1378·(602-4)=0 7·105 см4 при Аs=As=804 см2 – 416 А-III.
h=1(1-NNcr)=1(1-20034713830)=086; е=е0·h+05·h-a=23·086+05·60-4=280 см;
При имеет место расчетный случай =099> R=093.
Армирование ветвей принимают симметричное.
Вычисляют следовательно принятого количества площади арматуры достаточно.
Расчет промежуточной распорки. Изгибающий момент в распорке
Mds=(Q·s)2=123·3452=2122 кН·м. Сечение распорки прямоугольное: b=60см; h=40см; h0=36см. Так как эпюра моментов двухзначная
Принимаем 212 А-3 с Аs=226 см2.
Поперечная сила в распорке Qds=(2Mds)c=2·2122155=274 кН.
Определяем Q=jb4·gb2·Rbt·b·h0=06·11·12·100·60·36=171 кН где jb4=06.
Так как Q=171кн>Qds=274 кНпоперечную арматуру принимаем конструктивно d=6мм класса А-I с s=150мм.
Расчет фундамента под среднюю двухветвевую колонну
1 Данные для расчета
Расчетное сопротивление грунта R0=035МПа; бетон тяжелый класса В30; Rbt=12МПа; арматура из горячекатаной стали класса А-II Rs=280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах g=20 кНм3. Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию усилий в сечении 2-1: М=18437кН·м; N=200347кН; Q=123кН. Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке gf=115 т.е. Mn=16032кН·м; N=174215кН; Q=1069кН.
2 Определение геометрических размеров фундамента.
Глубину стакана фундамента принимаем 90 см что не менее значений
Han≥05+033·hf=05+033·12=0896м; Han=15·bco Han=l·d=14·12= =168см где d=12см – диаметр продольной арматуры колонны ln=14. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 250мм. Полная высота фундамента H=900+250=1150мм принимаем 1200мм что кратно 300 мм. Глубина заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 мм H1=1200+150=1350 мм=135 м. Фундамент трехступенчатый высота ступеней принята одинаковой – 40см.
здесь 105 – коэффициент учитывающий наличие момента. Назначая отношение сторон ba=08получаем а=5708=267 м; b=08·267=2136м.
Принимаем аb=2722 м.
Так как заглубление фундамента меньше 2 м ширина подошвы боле 1 м необходимо уточнить расчетное сопротивление грунта основания:
При пересчете размеров фундамента с уточненным значением R получают аb=3022 м. Площадь подошвы фундамента 30·22=66 м2 момент сопротивления W=30·226=11 см3.
Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле где
h=12 м – высота сечения колонны;
р=NA=20034766=3036 кНм2;
Rbt=gb2·Rbt=11·12=132 МПа=1320 кНм2.
Полная высота фундамента Н=0035+005=0085м12м. Следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы Mnf=Mn+Qn·H=16032+1069·12=17315 кН·м.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn=a·b·Hf·g·gn=30·22·135·20·095=16929 кН.
3 Расчет арматуры фундамента
Определяем напряжения в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а и без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
где Mf=M+Q·H=18437+123·12=2360 кН·м.
Расчетные изгибающие моменты:
МI-I=(124)(а-а1)2(pi-i+2pma
МII-II=(124)(а-а1)2(pi-i+2pma
МIII-III=(124)(а-а1)2(pi-i+2pmax)·b=(124)(30-055)2(1478+2·4846)·22=6151·105 Н·см
Требуемое сечение арматуры
Принимаем 1016 А-II с As=2011 см2.
Процент армирования m=2011(120·155)·100=01%>mmin=005%.
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении IV- IV.
MIV-IV=(18)(b-b1)2·pIV-IV·а=(18)(22-06)2·3036·30=2915 кН·м=2915·105 Н·см;
Принимаем 1012 А-II с As=1131см2.
Процент армирования m=1131(200·125)·100=0051%>mmin=005%.
Проектирование стропильной фермы
с параллельными поясами
Ферму проектируем предварительно напряженной на пролет 24м цельной при шаге ферм 6 м. Геометрическая схема фермы показана на рисунке 5. Напрягаемая арматура нижнего пояса и второго раскоса из канатов класса Вр-II диаметром 8 мм с натяжением на упоры: Rsser=395 МПа; Rs=360 МПа; Es=17·105 МПа.
Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы армируются арматурой класса А- Rs=280 МПа; Es=21·105 МПа; хомуты класса А-I. Бетон тяжелый класса В50; Rb=275 МПа; Rbt=155 МПа; Rbtn=23 МПа; gb2=09; Еb=35·103 МПа. Прочность бетона к моменту обжатия Rbp=35 МПа.
2 Определение нагрузок на ферму
При определении нагрузок на ферму принимаем во внимание что расстояние между узлами по верхнему поясу составляет 3м. Плиты покрытия имеют ширину 3м что обеспечивает передачу нагрузки от ребер плиты в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба.
Рассматриваем загружение фермы постоянной нагрузкой и снеговой в двух вариантах: 1) снеговая нагрузка с полным нормативным значением по всему пролету фермы кратковременно действующая; 2) снеговая нагрузка с пониженным нормативным значением по всему пролету фермы длительно действующая (для IV снегового района). Вес фермы 120 кН учитываем в виде сосредоточенных грузов прикладываемых к узлам верхнего пояса.
Нормативная нагрузка Нм2
Собственный вес кровли
То же ребристых плит 36 м.
То же ферм 1202412 кН
Нагрузки на покрытие Таблица 5
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
постоянная F1=g·a·b·gn=3421·6·3·095=585 кН;
кратковременная (полная) снеговая F2=168·6·3·095=2873 кН;
длительная снеговая F3=168·6·3·095=2873 кН.
Узловые нормативные нагрузки соответственно:
Fn1=2937·6·3·095=502 кН;
Fn2=12·6·3·095=2052 кН;
Fn3=12·6·3·095=2052 кН.
3 Определение усилий в элементах фермы
Железобетонная ферма с жесткими узлами представляет собой статически неопределимую систему. На основании опыта проектирования и эксплуатации установлено что продольные усилия в элементах пояса и решетки фермы слабо зависят от жесткости узлов. Поэтому продольные усилия в фермах определяем построением диаграммы усилий считая расчетную схему с шарнирными соединениями в узлах (рис. 5). Изгибающие моменты возникающие в жестких узлах несколько снижают трещиностойкость в элементах фермы что учитывается в расчетах трещиностойкости путем введения опытного коэффициента γ «+» – при растяжении «-» – при сжатии.
Рис. 5 Геометрическая схема фермы
Усилия в элементах фермы от единичных нагрузок Таблица 6
стержня по расчетной схеме
Усилия кН в элементах при загружении силами F=1 всего пролета
Усилия от нагрузок получаем умножением единичных усилий на значение узловых нагрузок Fi. Эти усилия определяем от нормативных и расчетных значений постоянной и снеговой нагрузок. Результаты расчета сведены в таблице 7.
Усилия в элементах фермы Таблица7
От кратковременного действия полной снеговой нагрузки
От длительной снеговой нагрузки
От постоянной и полной снеговой нагрузок
От постоянной и длительной снеговой нагрузок
4 Расчет сечений элементов фермы
Комплекс расчетов железобетонной фермы содержит расчеты сечений верхнего и нижнего поясов сжатых и растянутых раскосов по предельным состояниям первой и второй групп на действие усилий от нагрузок усилия обжатия усилий возникающих в процессе монтажа.
4.2 Верхний сжатый пояс
Расчет верхнего пояса ведем по наибольшему усилию (элемент В4) N=135707 кН в том числе Ni=11741 кН.
Ширину верхнего пояса принимаем из условия опирания плит покрытия пролетом 6м – 280мм.Определяем ориентировочно требуемую площадь верхнего сжатого пояса:
Назначаем размеры сечения верхнего пояса b·h=2818см с А=504 см2>473 см2.
Случайный начальный эксцентриситет еа³600=300600=05 смгде =300см – расстояние между узлами фермы; еа³h30=1830=06 см;еа³1см.Принимаем е0=еа=1 см. При еа18h=188=225 см 0=09=09·300=270 см.Наибольшая гибкость сечения равна 0h=27018=15>4.Необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
где I=28·18312=13608 см4; j=1+b·M1tM1=1+1·5876785=187 b=1(тяжелый бетон); М1t=M1+N1(h0-a)2=0+11741(014-004)2=587 кН·м; М1=0+135707(014-004) 2=6785 кН·м; dе=е0h=001018=0055; dem dedem a=ЕsEb=21000035000=6; при m=0024(первое приближение) Is=m·b·h0(05h-a)2=0024·28·14(05·18-4)2=461 см4. Коэффициент h=1(1-NNcr) =1(1-1357071688)=5; расстояние е=е·h+05h-a=1·5+05·18-4=12 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при gb2=09.
=085-0008·gb2·R·b=0.85-0.008·09·275=0652 Rs=280 МПа.
В расчетном случае x=1105>xR=053 армирование принимаем симметричное.
Коэффициент армирования m=(2·533)(28·18)=002что незначительно отличается от принятого ранее значения. Принимаем 4ø14 А-3 с А=616 см2. Расчет сечения пояса из плоскости фермы не делаем так как все узлы фермы раскреплены.
4.3 Нижний растянутый пояс
Расчет прочности выполняем на расчетное усилие для панели Н2.Имеются данные: нормативное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок Nn=108467 кН; нормативное значение усилия от постоянной и длительной нагрузок N=100066 кН; расчетное значение от постоянной и полной снеговой нагрузок N=126332 кН. Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
принимаем 61 стержень ø8 Вр-II А=3068 см2 сечение нижнего пояса 2824см. Продольная арматура каркасов из стали класса А-3(4ø10 А-III с Аs=314 см2). Суммарный процент армирования
Приведенная площадь сечения Аred=A+A=2824+3068·486+314·6=8344см2 где a1=ЕsEb=17·1050350·105=486; a2=21·1050350·105=6.
4.4 Расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Элемент относится к третьей категории. Принимаем механический способ натяжения арматуры. Значение предварительного напряжения в арматуре ssp при р=005ssp назначаем из условия ssp+ ssp+005ssp1295 МПа; ssp=1295105=
=12333 МПа. Принимаем ssp=1200МПа.
Определяем потери предварительного напряжения в арматуре при gsp=1.
от релаксации напряжений в арматуре s1=[022(sspRsser)-01]ssp=[022(12001295)-0.1]1200=1246 МПа;
от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств
(при Δt=65° C) s2=125Δt=125·65=8125 МПа;
от деформации анкеров s3=Eb·Δ=18·105·0352500=252 МПа;где Δ=125+015d=125+015·15=35 мм;
от быстронатекающей ползучести бетона при sbpRbp=364235=104>a=075
s6=40·085·sbpRbp=40·085·13=442 МПагде sbp=P1Ared=30388(1000)8344= =36419 Нсм2=3642 МПа; P1=As(ssp-s1-s2-s3)=3136 (1200-1246-812-252)·100=
=3038784 Н=30388 кН; 085 – коэффициент учитывающий тепловую обработку.
Первые потери составляют sos1=s1+s2+s3+s6=1246+812+252+442=2752 МПа.
от усадки бетона класса В50 подвергнутого тепловой обработке s8=50 МПа;
от ползучести бетона при sbpRbp=15935=045075 s9=150·a·sbpRbp= 150·085·104=1326 МПа; где sbp=13406·1008433=159 Нсм2=159 МПа; с учетом s6 Р1=3136 (1200-2526)·100=29710464 Н=297105 кН; a=085-для бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.
Вторые потери составляют sos2=s8+s9=50+16575=21575 МПа
Полные потери sos=sos1+s os2=2526+21575=46835 МПа. Расчетный разброс напряжений при механическом способе натяжения принимаем равным
Здесь р=005ssp np=61 (61ø8 Вр-II).Так как Δgsp=003301окончательно принимаем Δgsp=01.
Cила обжатия при gsp=1-Δgsp=1-0028=097; P=As(ssp-sos)gsp-(s6+s8+s9)As1= =3136(1200-46835)·097-(2142+35+7867)·314=20226 МПа·см2 =20226 кН.
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин; Ncrc=gi·Rbtser(A+2As)+P=085[23(10-1)·(672+2·58·3136)+20226]=18035 кН >Nn=126332 кН условие трещиностойкости соблюдается т.е. расчет по раскрытию трещин не требуется.
4.5 Расчет растянутого раскоса Р2
Растягивающее усилие в раскосе: нормативное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок Nn=4848 кН; нормативное значение усилия от постоянной и длительной (30% снеговой) нагрузок Nn=44727кН; расчетное значение усилия от постоянной и полной снеговой нагрузок N=56468кН.
Напрягаемая арматура раскоса 618 класса Вр-II (заводится из нижнего пояса) с площадью А=3068 см2. Угол поворота оси q=066 ряд при a=378°. Натяжение выполняется на упоры способ натяжения - механический. Необходимая площадь сечения арматуры из условия прочности сечения As=56468(1000)115·360(100)= =136 см2.3068 см2. Принятой площади сечения арматуры достаточно. Назначаем сечение раскоса 2816.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов.-5-е изд. перераб. и доп.-М.:Стройиздат 1991.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: А.И. Заикин-М.: АСВ.
Шерешевский И.А. Конструирование промышленных зданий и сооружений: Учеб. пособие для строит. специальностей вузов.-3-е изд. перераб. и доп.-Л.: Стройиздат Ленингр. отд-ние 1979.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций: Учеб. пособие для техникумов.-2-е изд. перераб. и доп.-М.: Стройиздат 1989.
СНиП 2.03.01-84*.Бетонные и железобетонные конструкции. М.1989.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М.1985.