Проектирование несущих конструкций ОПЗ.

ПРоектирование ОПЗ из жб.dwg

Величина предварительного напряжения арматуры 1295 МПа
Натяжение напрягаемой арматуры механическим способом на упоры
Передаточная прочность бетона R = 28 МПа
на отдельный элементы
Спецификация арматуры
Проектирование несущих
Кафедра строительных конструкций энергетики.
Колонна изготовлена из бетона класса В15
Фундамент - жб из бетона класса В15
Рабочая арматура колонны основного каркаса -
Разрез 1 - 1 М 1:100
по нижним поясам ферм.
связи по нижним поясам ферм
План здания. М 1:600
отверстия для 250х150 замоноличивания стакана
отверстие 80 для строповки колонны
М20 для крепления фермы
ЗД для крепления подкрановых балок
Схема армирования плитной части фундамента ФК-1. М 1:50
бетонная подготовка из тощего бетона В7
Фундамент ФК-1. М 1:50
2 A-III конструктивная
сварка заводская под флюсом
Стропильная сегментная ферма СФ-1. М 1:50
рассматривать совместно с листом 1 и расчетно-пояснительной запиской 2. Ферма СФ-1 изготовлена из тяжелого бетона класса В40
подвергнутого тепловой обработке 3. Передаточная прочность бетона R=28 МПа 4. Натяжение напрягаемой арматуры механическим способом на упоры 5. Величина предварительного напряжения арматуры s=1250 МПа 6. В узлах показаны закладные детали
Спецификация арматуры на отдельные элементы
напрягаемая арматура
закладные детали условно не показаны
армирование элементов фермы.

Проектрирование ОПЗ из жб.DOC

I.ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ.
Требуется спроектировать в сборном железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного промышленного каркасного здания.
Данные для проектирования.
Данные для проектирования
Вариант схемы поперечной рамы
Расстояние от пола до головки подкранового рельса м
Грузоподъемность крана т
Расчетное давление на грунт МПа
Особенности решения одноэтажного промышленного здания.
Здание отапливаемое двухпролетное. Здание состоит из трех температурных блоков длиной 48 60 48 м. Пролеты здания – 21 м шаг колонн – 12 м. Покрытие здания – утепленное. Плиты покрытия железобетонные размером 3×12 м. Стропильные конструкции – железобетонные сегментные фермы пролетом 21 м. Устройство светоаэрационных фонарей не предусматривается цех оснащен лампами дневного света.
Каждый пролет здания оборудован двумя мостовыми кранами грузоподъемностью 32 т. Отметка верха кранового рельса – 1215 м высота кранового рельса 150 мм.
Наружные стены – панельные навесные.
Для обеспечения пространственной жесткости здания в продольном направлении предусмотрены стальные вертикальные связи по колоннам портального типа. Место установки связей – середина температурного блока в пределах одного шага колонн на высоту от пола до низа подкрановых балок.
Жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается защемлением колонн в фундаментах и размерами сечений колонн.
Жесткость диска покрытия в горизонтальной плоскости создается крупноразмерными железобетонными плитами покрытия приваренными не менее чем в трех точках к стропильным конструкциям. Швы между плитами должны быть замоноличены бетоном класса не менее В10.
Район строительства – г. Тюмень.
II.КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ЗДАНИЯ.
Геометрия и размеры колонн.
Характеристики крана грузоподъемностью Q=32 т:
грузоподъемность Q т
Нагрузка на колесо кН
Вес крана с теледкой GK кН
Рис. 2. Схема мостового крана Q=325 т
расстояние от пола до головки подкранового рельса ;
высота надкрановой части ступенчатой колонны определяется из условия:
высота подкрановой части колонны крайнего ряда:
полная высота колонны при минимальном значении :
габаритный размер здания составит:
что не кратно модулю 12 м. Условию кратности размера Н отвечает высота надкрановой части . Вследствие некратности ее необходимо увеличить. Принимаем получим:
новый габаритный размер здания с учетом измененных размеров составит:
длины центральных колонн:
Поскольку для колонн крайнего ряда то принимаем сквозные колонны. Ряд центральных колонн принимается двухветвевыми колоннами.
размер сечений колонн крайнего ряда:
- в подкрановой части высота сечения:
примем h1 = 1300 мм кратно 100 мм.
- в надкрановой части:
апр – привязка осей крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 12 м привязка апр = 250 мм;
Вкр – расстояние от оси кранового рельса до торца крана по ГОСТу на мостовые краны равна 300 мм;
d ≥ 60 мм – минимально допустимый зазор между торцом крана и гранью колонны тогда:
Округляя полученное значение кратно 100 мм примем.
- ширина колонн принимается из трех значений:
b ≥ 50 см – для шага колонн 12 м.
размер сечений колонн среднего ряда:
- из условия опирания стропильных конструкций;
принимаем ширину средних колонн .
Размеры сечений ветвей двухветвенных колонн ( в плоскости рамы) примем равными: для крайних колонн мм для средних (меньшей высоты) мм.
III.1.Определение нагрузок на раму.
II.2.1.Постоянные нагрузки.
Нагрузки от веса покрытия
Нормативная нагрузка Па
К-т надежности по нагрузки
Расчетная нагрузка Па
Цементно-песчаная стяжка
(gf = 18 кНм3 d = 35 мм)
(gf = 3 кНм3 d = 120 мм)
Жб ребристые плиты покрытия размером 3×12м
расчетное опорное давление фермы:
где 11 – коэффициент надежности по нагрузке;
расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 095:
расчетная нагрузка на среднюю колонну от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания gn = 095:
Здание состоит из трех температурных блоков длиной 60 м.
расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления на участке между отметками 000 м и 1785 м:
где g1 и g2 – удельные веса панелей и остекления;
hw1 и hw2 – высота панелей и остекления.
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на колонну выше отметки 162 м
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на колонну ниже отметки 162 м
расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и кранового пути на колонну:
где 1148 кН – вес подкрановой балки пролетом 12 м;
кНм – погонный вес подкранового пути.
расчетная нагрузка от веса колонн крайнего ряда:
– надкрановая часть:
– подкрановая часть:
расчетная нагрузка от веса колонн среднего ряда:
II.2.2.Временные нагрузки.
II.2.2.1.Снеговая нагрузка.
Район строительства – г.Астрахань относится к III району по весу снегового покрова для которого нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли s0 = 08 кНм2.
расчетная снеговая нагрузка:
– на крайние колонны:
где m – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаем m = 1;
– на средние колонны:
II.2.2.2.Крановая нагрузка.
Вес поднимаемого груза Q = 200 кН. Пролет крана . Согласно ГОСТу на мостовые краны база крана М = 5600 мм расстояние между колесами К = 4400 мм вес тележки Gn = 85 кН максимальное и минимальное давление колес соответственно Fnmax = 220 кН и Fnmin = 60 кН.
расчетные максимальное и минимальное давление колеса крана при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 11:
расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
вертикальная крановая нагрузка от двух сближенных кранов берется с коэффициентом сочетаний y = 085 и равна:
где Sу – сумма ординат линий влияния давления опорного двух подкрановых балок на колонну.
Рис. 5. Линия влияния опорного давления подкрановых балок.
Вертикальная нагрузка от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний y = 07 равна:
то же на крайние колонны
Горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов при поперечном торможении:
II.2.2.3.Ветровая нагрузка.
Район строительства – гор. Астрахань расположен в V районе по ветровому давлению для которого нормативное значение ветрового давления w0 = 017 кНм2.Для местности типа В коэффициент k учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания z:
Значения коэффициента k по высоте здания (Таблица 4).
Рис. 6. Распределение ветровой нагрузки по высоте здания.
переменное по высоте ветровое давление заменим равномерно распределенным эквивалентным по моменту в заделке консольной стойки длинной 1665 м:
значения аэродинамического коэффициента для наружных стен принято с наветренной стороны се = 08 с подветренной се3 = -05.
расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 1335 м при коэффициенте надежности по нагрузке gf = 14:
– с наветренной стороны
– с подветренной стороны
расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 1335 м:
где S – площадь трапеции.
III.СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ.
IIII.1.Геометрические характеристики колонн.
Рис. 7. Размеры колонн.
III.1.1.Колонна крайнего ряда.
Расчетная высота колонны Н = 1665 м в т.ч. высота подкрановой части Н1 = 126 м надкрановой части Н2 = 42 м.
момент инерции подкрановой части:
момент инерции надкрановой части
отношение высоты надкрановой части к полной высоте колонн
отношение моментов инерции подкрановой и надкрановой частей колонн:
Вспомогательные коэффициенты:
реакция верхней опоры от ее единичного смещения:
III.1.2.Колонна среднего ряда.
Расчетная высота колонны Н = 2040 м в т.ч. высота подкрановой части Н1 = 162 м надкрановой части Н2 = 42 м. Расстояние между осями ветвей
момент инерции сечения ветви колонны:
IIII.1.Усилия в колоннах от постоянной нагрузки.
На симметричную поперечную раму действует симметричная постоянная нагрузка поэтому верхние концы колонн не смещаются. Каждую колонну рассчитываем на действие постоянной нагрузки без учета смещения верха.
Рис. 8. К определению эксцентриситета продольных сил.
продольная сила G1 = 41879кН от веса покрытия на крайней колонне действует с эксцентриситетом
момент от веса покрытия:
в надкрановой части колонны действует также расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 30 см Gw2 = 8728 кН с эксцентриситетом
В подкрановой части колонны кроме сил G1 и Gw2 приложенных с эксцентриситетом
– расчетная нагрузка от стеновых панелей Gw1 = 24302 кН с эксцентриситетом
– расчетная нагрузка от подкрановых балок и кранового пути Gс.в. = 1388 кН с эксцентриситетом
– расчетная нагрузка от надкрановой части колонны Gc1t = 39501 кН с е3 = 035 м.
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха подкрановой консоли:
реакция верхнего конца колонны:
Рис. 9. Основная система метода перемещений.
Изгибающие моменты в сечениях колонны (нумерация показана на рис. 9) равны:
Продольные силы в крайней колонне:
Поперечная сила QIV = R1 = 368 кН.
Продольные силы в средней колонне:
IIII.1.Усилия в колоннах от снеговой нагрузки.
Продольная сила Psn1 = 134064 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом
е1 = 0125 м. Тогда момент равен:
В подкрановой части колонны эта же сила приложена с эксцентриситетом е3 = 035 м то есть:
Реакция верхнего конца крайней колонны от действия моментов М1 и М2 равна:
Изгибающие моменты в сечениях крайних колонн:
IIII.1.Усилия в колоннах от ветровой нагрузки.
Реакция верхнего конца левой колонны от нагрузки q1 = 2125 кНм:
Реакция верхнего конца правой колонны от нагрузки q2 = 133кНм:
Реакция введенной связи в основной системе метода перемещений от сосредоточенной силы R = – W = -755 кН.
Суммарная реакция связи:
Горизонтальные перемещения верха колонн при csp = 1:
Вычисляем упругие реакции верха колонн:
Изгибающие моменты в сечениях колонн:
Поперечные силы в защемлениях колонн:
IIII.1.Усилия в колоннах от крановых нагрузок.
Рассматриваются следующие виды загружений:
)вертикальная крановая нагрузка Dma
)четыре крана с 2Dma
)горизонтальная крановая нагрузка Н на крайней колонне;
)горизонтальная нагрузка Н на средней колонне.
На крайней колонне сила Dmax = 59914 кН приложена с эксцентриситетом е5 = 035 м.
момент приложенный к верху подкрановой части колонны крайнего ряда:
реакция верхней опоры левой колонны крайнего ряда:
Одновременно на средней колонне действует сила Dmin = 1634 кН с эксцентриситетом е = l = 075 м т.е.
момент приложенный к верху подкрановой части колонны центрального ряда:
реакция верхней опоры колонны центрального ряда:
Суммарная реакция в основной системе R1p = – 122 + 558= – 662 кН.
Коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса здания для сборных покрытий и двух кранах в пролете определим по формуле:
где n – общее число поперечников в температурном блоке;
а – то же для второй от торца блока поперечной рамы (наиболее нагруженной);
m1 – коэффициент учитывающий податливость соединений плит покрытия;
m2 – коэффициент учитывающий количество кранов тогда
упругие реакции верха колонн:
изгибающие моменты в сечениях колонн:
Продольные силы в сечениях колонн:
На крайней колонне сила Dmin = 1634 кН приложена с эксцентриситетом е5 =035 м т.е. момент
На средней колонне действует сила Dmax = 59914 кН с эксцентриситетом е = l = 075 м т.е.
Суммарная реакция в основной системе R1p = R1 + R2 = –333 + 2044 = 1711 кН.
На крайних колоннах сила Dmin определенная с коэффициентом сочетаний y = 07 (четыре крана) действует с эксцентриситетом е5 = 035 м тогда
реакция верхней опоры колонны крайнего ряда:
Реакция правой колонны R3 = -27 кН средней колонны R2 = 0 (загружена центральной силой 2Dmax = 986823 кН).
Так как рассматриваемое Загружение 3 симметрично то усилия в колоннах определяем без учета смещения их верха. Изгибающие моменты в сечениях колонн:
Реакция верхней опоры левой колонны к которой приложена горизонтальная крановая нагрузка Н = 1325 кН:
Реакция остальных колонн поперечной рамы в основной системе:
Суммарная реакция R1p = R1 = – 963 кН.
Реакция верхней опоры средней колонны к которой приложена горизонтальная нагрузка Н = 1325 кН:
Реакция остальных колонн в основной системе R1 = R3 = 0.
Суммарная реакция R1p = R2 = – 949кН.
Рис. 10. Эпюры изгибающих моментов в колоннах от различных нагрузок:
а – постоянной; б – снеговой; в г – ветровой слева и справа;
д - и – крановых в соответствии с нагружениями 1 5.
IIII.1.Расчетные сочетания усилий.
Расчетные усилия в левой колонне (ось А) и их сочетания
(изгибающие моменты в кНм силы в кН)
Усилия в сечениях колонн
Крановая (загруж. 1)
Крановая (загруж. 2)
Крановая (загруж. 3)
Крановая (загруж. 4)
Крановая (загруж. 5)
Основные сочетания нагрузок с учетом крановой и ветровой
То же без учета крановой и ветровой нагрузок
IV.ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ СЕГМЕНТНОЙ ФЕРМЫ.
IVI.1.Данные на проектирование.
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 21 м при шаге 12 м.
Рис. 11. Геометрическая схема стропильной фермы
Ферма изготовлена из тяжелого бетона класса В40:
– расчетное сопротивление осевому сжатиюRb = 22 МПа (табл. 13 СНиП 2.03.01-84)
– расчетное сопротивление осевому растяжениюRbt = 14 МПа (табл. 13)
– нормативное сопротивление осевому растяжениюRbtn = 21 МПа (табл. 12)
– начальный модуль упругостиEb = 09×325×103 МПа (табл. 18)
– прочность к моменту обжатияRbp = 28 МПа.
Напрягаемая арматура нижнего пояса из канатов К-7 15 мм с натяжением на упоры:
– расчетное сопротивление растяжению II группы п.с.Rsser = 1295 МПа (табл. 20)
– расчетное сопротивление растяжению I группы п.с.Rs = 1080 МПа (табл. 23)
– начальный модуль упругостиEs = 18×103 МПа (табл. 29)
Сжатый пояс и элементы решетки фермы армируются стержнями класса А-III:
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию I г.п.с.Rs = Rsс = 365 МПа (табл. 22)
– начальный модуль упругостиEs = 2×103 МПа (табл. 29)
IVI.1.Определение нагрузок на ферму.
Равномерно распределенную нагрузку от покрытия прикладываем в виде сосредоточенных сил к узлам верхнего пояса. Вес фермы 746 кН также учитывается в виде сосредоточенных сил приложенных к узлам верхнего пояса. Снеговую нагрузку рассматриваем приложенной в 2-х вариантах: 1) вся снеговая нагрузка по всему пролету и по половине пролета является кратковременно действующей; 2) доля длительно действующей снеговой нагрузки принимаемая равной 05 от полной также прикладывается по всему и по половине пролета фермы.
Нагрузки на покрытие
К-т надежности по нагрузке
кровля (см. табл. 3)
ребристые крупноразмерные плиты 312 м
кратковременная (полная)
длительная с к-том 05
Условные расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
– длительная снеговая:
– кратковременная (полная) снеговая:
Узловые нормативные нагрузки соответственно:
IVI.1.Определение усилий в элементах фермы.
Для вычисления продольных усилий в элементах фермы определяем сначала усилия от единичных нагрузок. Это делаем с помощью расчетной программы Lira 9.02.
Нумерация элементов и схема загружения фермы приведены на рис. 12.
Рис. 12. Нумерация элементов и схема нагружения единичной нагрузкой.
Усилия в элементах фермы от единичных загружений.
Усилия в элементах в кН.
При загружении всего пролета фермы
При загружении половины пролета ыермы
Усилия в элементах фермы.
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от длительного действия снеговой нагрузки
Усилия от кратковременного действия снеговой нагрузки
Суммарное опасное кратковременное усилие
Суммарное опасное длительное усилие
IVI.1.Проектирование сечений элементов фермы.
IV.4.1.Нижний растянутый пояс.
IV.4.1.1.Конструкция нижнего пояса.
Расчет прочности выполняем на суммарное опасное кратковременное усилие для элемента Н2: N 88347кН.
Определяем площадь сечения растянутой продольной напрягаемой арматуры класса К-7 при gsр = h = 115:
Предварительно принимаем арматуру в виде 7 канатов 12 мм класса К-7 с площадью Аsp = 7×113 =792 см2. Принимаем сечение нижнего пояса bh = 2522 см.
Канаты напрягаемой арматуры находятся внутри каркаса состоящего из продольных стержней 410 А-III с Аs = 314 см2 и хомутов расположенных с шагом 200 мм. Суммарный процент армирования:
IV.4.1.2.Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона:
– для канатов класса К-7:
– для стержней класса А-III:
площадь приведенного сечения:
Для механического способа натяжения арматуры величину предварительного напряжения принимаем согласно п. 1.23 СНиП 2.03.01-84 из условия
где Rsser = 1295 МПа – расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний второй группы тогда
Потери предварительного напряжения вычисляем с помощью табл. 5 СНиП 2.03.01-54.
) От релаксации напряженной арматуры:
) От разности температур напрягаемой арматуры и нижних натяжных устройств при Dt = 65оС:
) От деформации анкеров Dl = 2 мм:
где l – длина натягиваемого каната в мм.
) Для вычисления последнего вида потерь – от быстронатекающей ползучести - необходимо найти напряжения в бетоне sbp в стадии предварительного обжатия. Перед спуском натяжения предварительное напряжение равно
т.к. но не более 08.
Первые потери составят:
) От усадки бетона класса В40 подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении:
) От ползучести бетона при:
т.е. sbp Rbp = 1243 28 = 044 075.
Вторые потери составляют:
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры gsp = 1 ± Dgsp. При механическом способе натяжения Dgsp = 01. Тогда усилие обжатия при gsp = 1 - Dgsp = 1 – 01 = 09 составит
усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Поскольку Ncrc = 609 кН Nnкр = 73797 кН условие трещиностойкости сечения не выполняется и необходим расчет по раскрытию трещин.
Определим ширину раскрытия трещин от суммарного действия постоянной и полной снеговой нагрузки и сравним ее с допустимым значением:
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки:
ширина раскрытия трещин аcec1 от непродолжительного действия всех нагрузок при jl = 1:
где d - коэффициент принимаемый равным для растянутых элементов 12;
h - коэффициент принимаемый равным для канатов 12;
d – диаметр каната равен 8 мм;
Приращение напряжения в арматуре от постоянной и длительной нагрузок:
ширина раскрытия трещин acrc2 от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок определяется при jl = 1:
ширина раскрытия трещин acrc3 от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок определяется при jl > 1:
Полная ширина раскрытия трещин в элементе Н2 нижнего пояса фермы составит:
IV.4.2.Верхний сжатый пояс.
По табл. 7 видно что усилия в элементах верхнего пояса В1 В3 близки по величине поэтому все элементы верхнего пояса будем армировать одинаково из расчета на усилие в наиболее напряженном элементе В3 для которого N = -85666 кН в том числе от расчетных значений длительных нагрузок N1 = -79748кН.
Ширину верхнего пояса принимаем из условия опирания плит покрытия пролетом 6 м – 200 мм.
ориентировочное значение требуемой площади верхнего пояса:
Принимаем минимальные размеры сечения верхнего пояса bh = 2522 см с площадью А = 550 см2 > 325 см2.
случайный эксцентриситет:
Принимаем е0 = еа = 0733см.
расчетная длина в обеих плоскостях l0 = 09×320 = 288 см.
наибольшая гибкость элемента верхнего пояса
то есть необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
условная критическая сила:
где b = 1 для тяжелого бетона;
принимая в первом приближении m = 0025 находим
коэффициент учета влияния прогиба на значение экцентриситета:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0733×158 + 05×22 – 4 = 8158 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при gb2 = 09:
sSR – напряжения в арматуре принимаемое для классов:
здесьsSP – предварительное напряжение в напрягаемой арматуре sSP=0;
относительная высота сжатой зоны:
то есть имеем 2-й случай внецентренного сжатия (случай малых эксцентриситетов).
Для симметричного армирования находим:
Уменьшим коэффициент армирования во втором приближении m = 001 тогда
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0733×188 + 05×22 – 4 = 838 см.
следоватеьно арматура не требуется по расчету а достаточно лишь конструктивного армирования.
Принимаем 410 А-III с Аs = 314см2. m = 0007 что превышает mmin = 0004. Хомуты из условия свариваемости с продольной арматурой 10 принимаем 5Вр-I и устанавливаем их с шагом 200 мм что не превышает 20d = 20×10 = 200 мм.
IV.4.3.Растянутый раскос Р1.
В данном раскосе возникают усилия N = 8223 кН Nn = 68112 кН Nnl = 6182 кН.
Для обеспечения прочности раскоса необходимая площадь продольной арматуры класса А-III составляет:
Предварительно принимаем 49 А-III с Аs = 254 см2. Поскольку рассматриваемая ферма бетонируется целиком ширина всех элементов решетки принята b = 25см. Для растянутого раскоса bh = 2516 см. Коэффициент армирования
(для растянутых элементов).
Ко всем элементам решетки предъявляются требования 3-й категории по трещиностойкости. Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
условие трещиностойкости выполняется..
IV.4.4.Сжатый раскос Р2.
Усилия в элементе: N = - 23795 кН Nl = -2165 кН.
Несколько в запас принимаем размеры раскоса согласно рекомендациям bh = 2520 см с площадью А =500>9027 см2 .
Фактическая длина элемента равна 404 см. Расчетная длина при расчете в плоскости фермы равна l0 = 08×404=3232 см.
случайный начальный эксцентриситет:
Принимаем е0 = еа = 0673 см.
Поскольку площадь сечения раскоса принята с большим запасом площадь арматуры назначим минимально возможной. В сжатых элементах продольную арматуру следует устанавливать в количестве не менее конструктивного минимума а в элементах решетки стропильных ферм кроме того не менее 410 А-III. Примем именно эту арматуру 410 А-III с As = 314 см2 коэффициент армирования:
коэффициент учета влияния прогиба на значение эксцентриситета:
тогда расстояние e = e0h + 05h – а = 0673×1258 + 05×20 – 3 = 7847 см.
граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при gb2 = 09:
то есть имеем 1-й случай внецентренного сжатия (случай больших эксцентриситетов). Для симметричного армирования находим:
Оставляем ранее принятую площадь арматуры Аs = 314 см2 что соответствует 410 А-III. Хомуты 4 Вр-I устанавливаем с шагом 200 мм что не превышает 20d = 20×10 = 200 мм и не менее 500 мм.
V.ПРОЕКТИРОВАНИЕ ДВУХВЕТВЕННОЙ КОЛОННЫ КРАЙНЕГО РЯДА.
VI.1.Данные на проектирование.
Принята сборная железобетонная колонна. Бетон – тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
– расчетное сопротивление осевому сжатиюRb = 85 МПа (табл. 13 СНиП 2.03.01-84)
– расчетное сопротивление осевому растяжениюRbt = 075 МПа (табл. 13)
– начальный модуль упругостиEb = 205×103 МПа (табл. 18)
Арматура класса А-III:
– начальный модуль упругостиEs = 2×105 МПа (табл. 29)
VI.1.Расчет надкрановой сплошной части колонны.
Расчет производится для сечения II-II. В результате статического расчета поперечной рамы (табл. 5) имеем следующие сочетания усилий:
Для 1-го и 2-го сочетаний gb2 = 11 т.к. в них входят усилия от кратковременных нагрузок непродолжительного действия (крановые ветровые). Для 3-го сочетания gb2 = 09 т.к. в него входят только усилия от постоянной и снеговой нагрузок. Предположительно наиболее неблагоприятное с точки зрения несущей способности колонны сочетание является третее.
V.2.2.Геометрические характеристики.
рабочая высота сечения:
эксцентриситет продольной силы:
свободная длина надкрановой части при отсутствии крановой нагрузки в первом сочетании:
радиус инерции сечения:
гибкость верхней части колонны:
следовательно в расчете прочности сечения необходимо учесть увеличение эксцентриситета продольной силы за счет продольного изгиба.
момент инерции сечения:
V.2.3.Расчет прочности надкрановой части колонны.
момент от постоянной и длительно действующей части временной нагрузки:
гдеk – коэффициент учитывающий длительно действующую часть снеговой нагрузки.
Так как площадь арматуры надкрановой части колонны не известна зададимся количеством арматуры исходя из минимального армирования. При 35 l = 485 83
N1 = 578951 кН Ncr = 559695кН – устойчивость надкрановой части колонны обеспечена.
коэффициент продольного изгиба:
Эксцентриситет продольной силы относительно оси проходящей через центр тяжести растянутой арматуры с учетом влияния продольного изгиба:
высота сжатой зоны в случае симметричного армирования сечения:
граничная относительная высота сжатой зоны:
следовательно имеем первый случай внецентренного сжатия (случай больших эксцентриситетов).
следовательно так как по расчету получена меньшая площадь требуемой арматуры то исходя из условия минимально необходимой арматуры принимаем:
6 A-III As= 804 см2.
Количество стержней выбрано таким образом выбирается с тем расчетом чтобы наибольшее расстояние между ними не превышало 400 мм.
Поперечная арматура принята 6 А-III с шагом 200 мм 20d = 20×16= 320 мм.
Проверим необходимость расчета надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости поперечной рамы:
Т.к. l’ = 3637 l = 485 расчет из плоскости рамы не обязателен.
VI.1.Расчет подкрановой сплошной части колонны.
Расчет производится для сечений III-III и IV-IV т.е. на 8 сочетаний усилий:
Из приведенных 8 сочетаний наиболее невыгодными являются №5 и №6. Таким образом все армирование подкрановой части колонны определяется расчетом прочности сечения IV-IV. Расчетными сечениями будут являться сочетания №5 и №6.
V.3.2.Расчет для сочетания усилий №5.
V.3.3.Геометрические характеристики подкрановой части колонны:
Размеры сечения ветви:
Расстояние между осями ветвей:
Количество панелей в соответствии с рисунком 2 .
Среднее расстояние между осями распорок:
а) для сочетаний усилий № 5.
Усилия от всех нагрузок без учета крановых и ветровых
Усилия от продолжительных нагрузок
Расчет в плоскости изгиба
При учете крановых нагрузок Lо=15126=189
Без учета Lo=12126=1512
МII=227-1475(0512-004)=-599
МI=-6549-94982(0512-004)=-59739
Так как МI082МII=49118
- т.к. в данном сочетании присутствует крановая нагрузка.
Приведенный момент инерции сечения:
Приведенная гибкость:
- в величине эксцентриситета необходимо учесть прогиб элемента.
Зададимся предварительным процентом армирования:
где см2 – площадь сечения арматуры принятой в виде 316 А – III.
Определяем усилия в ветвях колонны: поперечная сила в сечении IV – IV для сочетания №5 кН.
Случайный эксцентриситет продольной силы принимается наибольшим из следующих значений:
Поскольку эксцентриситет см > см в дальнейших расчетах используем его тогда м.
Окончательно для сочетания усилий №5 на одну ветвь имеем:
б) для сочетания усилий №6.
Для сочетания усилий №7 имеем:
Сравнение основных параметров при прочих равных условиях определяющих необходимое для обеспечения прочности сечения колонны количество арматуры (и ) показывает невозможность выбора со стопроцентной гарантией одного из рассмотренных сочетаний (N5 и N6) в качестве наиболее благоприятного. Поэтому и при подборе арматуры в ветвях подкрановой части колонны продолжаем учитывать оба сочетания.
следовательно арматуры по расчету не требуется. Иными словами та арматура которая была принята ранее в плоскости рамы обеспечивает устойчивость колонны как в плоскости так и из плоскости рамы. Окончательно принимаем 316 А-III с Аs = 603 см2.
3. Промежуточная распорка.
Максимальная поперечная сила действующая в сечениях подкрановой части колонны кН.
Изгибающий момент в распорке:
Поперечная сила в распорке:
Эпюра моментов в распорке:
Эпюра поперечных сил:
Размеры сечения распорки:
Площадь продольной рабочей арматуры при симметричном армировании:
Принимаем 310 А – III с см2 > 185 см2.
Поперечная сила воспринимаемая бетоном ( для тяжелого бетона)
Следовательно арматуру принимаем конструктивно. Принимаем в виде 23 А – III с см2.
VI.ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ КРАЙНЕГО РЯДА.
VII.1.Данные на проектирование.
Грунты основания – однородные. Преобладающий компонент – суглинок полутвердый. Удельный вес грунта g = 18 кНм3. Условное расчетное сопротивление грунта R0 = 04 МПа.
Усилия передающееся с колонны на фундамент соответствуют сочетанию №6 для сечения IV-IV. Для этого сочетания имеем: М = -31541 кНм N = 108348 кН Q = -2636 кН.
Материалы фундамента.
VII.1.Определение геометрических размеров фундамента.
высота фундамента определяется из условий:
– обеспечения заделки колонны в фундаменте для сплошной колонны в плоскости поперечной рамы:
– обеспечения анкеровки рабочей арматуры колонны:
Расчетная глубина промерзания в районе г. Астрахань равна df = 125 м. Глубина заложения фундамента должна быть не менее df. Принимаем высоту фундамента Н = 135 м (кратно 50 мм) что больше Нз = 118 м и Нан = 055м. Глубина заложения при этом составит
Размеры подошвы фундамента.
где105 – коэффициент учитывающий наличие изгибающего момента;
Зададимся соотношением большей стороны подошвы к меньшей: l b = 12 тогда
Принимаем lb = 2420 м (кратно 03 м).
фактическая площадь подошвы:
момент сопротивления:
расчетное давление на грунт:
где k1= 005 – для суглинков;
уточненная площадь подошвы фундамента:
Принимаем lb = 2720 м.
давление на грунт от расчетно нагрузки:
Рис. 13. Схема стакана фундамента под колонну крайнего ряда.
высота фундамента:Н = 135 м.
что на 06 м больше соответствующих размеров поперечного сечения подкрановой части колонны.
толщина стенки стакана по верху:dh = 025 м.
вынос подошвы фундамента за грань скана:
вторую ступень устраиваем из эстетических соображений хотя по расчетам она не требуется.
высота двух ступеней:.
Глубина стакана hh = 10 м (колонна заходит в фундамент на глубину Нз = 095 м > Нан = 0929 м).
толщина дна стакана:м > м.
VII.1.Проверка прочности на продавливание подколонником..
Проверим достаточность принятой высоты подошвы фундамента из условия обеспечения ее прочности на продавливание подколонником. С учетом обязательного подстилающего слоя под подошвой толщиной 100 мм из бетона класса В75 принимаем а = 004 м. Тогда:
следовательно принятая высота ступеней hf = 06 м достаточна.
VII.1.Расчет прочности элементов фундамента.
VI.4.1.Определение краевых ординат эпюры давления.
момент в уровне подошвы:
нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезках:
относительный эксцентриситет:
нормативное максимальное давление на грунт:
VI.4.2.Расчет арматуры подошвы фундамента.
VI.4.2.1.в плоскости поперечной рамы.
рабочая высота подошвы
Рабочая высота подошвы
Проведем подбор арматуры.
Из двух найденных Asi принимаем Asmax = As3 = 364 см2. Зададимся шагом стержней S = 200 мм. Расстояние от края подошвы до первого стержня примем as = 50 мм.
Количество стержней:
В направлении длинной стороны подошвы имеем арматуру 107 А-III с As = 385 см2 > Asmax = 364 см2.
Процент армирования в сечениях:
Поскольку во всех сечениях mmax = 1% > m > mmin = 005% количество принятой арматуры оставляем без изменения.
б) из плоскости поперечной рамы
Зададимся шагом стержней S = 200 мм. Расстояние от края подошвы до первого стержня примем as = 100 мм.
В направлении длинной стороны подошвы имеем арматуру 138А-III
Процент армирования в сечении:
VII.1.Библиографический список:
)Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. – М. 1991г.
)СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. – М. 1985г.
)СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. – М. 1986г.
Исходные данные на проектирование
Особенности решения одноэтажного промышленного здания
Компоновка поперечной рамы здания
Геометрия и размеры колонн
Определение нагрузок на раму
Статический расчет поперечной рамы
Геометрические характеристики колонн
Колонна крайнего ряда
Колонна среднего ряда
Усилия в колоннах от постоянной нагрузки
Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки
Усилия в колоннах от крановых нагрузок
Расчетные сочетания усилий
Проектирование стропильной сегментной фермы
Данные на проектирование
Определение нагрузок на ферму
Определение усилий в элементах фермы
Проектирование сечений элементов фермы
Нижний растянутый пояс
конструкция нижнего пояса
расчет нижнего пояса на трещиностойкость
Растянутый раскос Р1
Проектирование сплошной колонны крайнего ряда
Расчет надкрановой части колонны
Расчет подкрановой части колонны
Проектирование фундамента под колонну крайнего ряда
Определение геометрических размеров фундамента
Проверка прочности на продавливание подколонником
Расчет прочности элементов фундамента
Библиографический список