Проектирование железобетонных конструкций каркаса одноэтажного промышленного здания

Расчеты.docx

Министерство образования Республики Беларусь
Белорусский национальный технический университет
Кафедра «Строительные конструкции»
Расчётно-пояснительная записка
к курсовому проекту №2 по теме:
«Проектирование железобетонных конструкций каркаса одноэтажного промышленного здания»
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
Согласно заданию на курсовой проект на тему “Каркас одноэтажного промышленного здания” разработке подлежат следующие вопросы:
На основании эскизного проектирования выбрать основной вариант конструктивного решения здания.
Произвести статический расчет поперечной рамы здания.
Рассчитать железобетонные конструкции:
- предварительно напряженную конструкцию покрытия – ребристую плиту покрытия;
- колонну крайнего ряда с консолью;
- фундамент под колонну.
Графический материал –2 листа формата А2.
РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ РЕБРИСТОЙ ПЛИТЫ ПОКРЫТИЯ
1. Данные для проектирования
Требуется запроектировать предварительно напряженную ребристую плиту покрытия одноэтажного каркасного здания пролетом 21 м. Расстояние между осями вдоль здания 62 м ширина 28 м. Промежуточные поперечные ребра предусмотрены через 1600 мм. Место строительства – г. Бобруйск. Высота местности над уровнем моря – А = 149 м. Класс экспозиции – ХС1. Категория долговечности здания – S4.
Плита изготавливается по стендовой технологии. Бетон тяжелый класса по прочности на сжатие подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. Класс бетонной смеси по консистенции S2. Относительная влажность воздуха 70%.
Способ натяжения арматуры – механический на упоры стенда.
В качестве напрягаемой арматуры принят тип канатной арматуры Y1860S7 по CТБ EN 10138-3-2009. Для ненапрягаемой арматуры сварных каркасов и сеток принята стержневая арматура класса S500.
Рис.1. Опалубочный чертеж плиты покрытия
Рис. 2. Поперечное сечение плиты
2. Расчетные характеристики материалов
Основные расчетные характеристики для бетона класса :
– характеристическая прочность на сжатие
– кубиковая прочность на сжатие
– среднее значение цилиндрической прочности бетона на сжатие
– среднее значение предела прочности бетона при осевом растяжении
– характеристическая прочность на осевое растяжение
– расчетное значение предела прочности на осевое сжатие
– расчетное значение предела прочности на осевое растяжение
– модуль упругости бетона подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении
Основные расчетные характеристики для напрягаемой арматуры – канатов класса Y1860S7 по CТБ EN10138-3-2009:
– характеристическое значение предела прочности на растяжение предварительно напряжённой стали
– характеристическое значение условного предела текучести при остаточной деформации 01 % предварительно напряженной стали для канатной арматуры зависит от диаметра каната. Поэтому предварительно принимаем:
– расчетное сопротивление предварительно напряженной стали
– расчетное значение модуля упругости для канатов
Для ненапрягаемой арматуры класса S500:
– характеристическое значение предела текучести арматуры
– расчетное значение предела текучести арматуры
– расчетное значение предела текучести поперечной арматуры
Высота плиты с предварительной напрягаемой арматурой
3. Расчет полки плиты
На балку действуют постоянные и временные воздействия. Постоянные включают вес кровли теплоизоляционного ковра железобетонных плит покрытия и балки. Временные – вес снегового покрова.
Таблица 1.1 – Характеристические и расчетные нагрузки на 1 полки плиты покрытия
Характеристическое значение кНм
Постоянные воздействия
Два слоя изолирующего материала «Кровляэласт»
Цементно-песчаная стяжка М100
= 40 мм (ρ= 2000 кгм3)
Утеплитель – минеральная вата
= 140 мм (ρ=120 кгм3)
слой оклеечной пароизоляции на битумной мастике = 3 мм (m=3кгм2)
Собственный вес полки плиты
Итого: gk = 2098 gd = 2627
Переменные воздействия
Снеговая (г. Бобруйск)
Итог: qk = 1107 qd = 1661
Согласно п.5.2(3) СН 2.01.04-2019 [3] характеристическое значение снеговой нагрузки на покрытие определяется по формуле:
Ct – температурный коэффициент. Используется в расчетах для снижения снеговых нагрузок на покрытия с повышенной теплопередачей.
При определении снеговых нагрузок для неутепленных покрытий цехов с повышенными тепловыделениями при уклонах кровли свыше 3% и обеспечении надлежащего отвода талой воды допускается вводить понижающий коэффициент Ct = 08. В остальных случаях Ct = 10. При этом нагрузка sk должна составлять минимум 05 кПа.
Ce – коэффициент окружающей среды. При выборе коэффициента учитываются условия эксплуатации сооружения. Значения коэффициента приведены в табл. П.15 Приложения;
sk – характеристическое значение снеговых нагрузок на грунт определяется по формуле таблицы НП1.1 СН 2.01.04-2019 [3].
Для определения снеговой нагрузки принимаем следующие данные: условия местности обычные (Се = 1). Наклон покрытия а 30°. Согласно п. 5.3.2 СН 2.01.04-2019 [3] коэффициент формы снеговых нагрузок принят i = 08.
Согласно карты снеговых районов приведенной на рисунке П.1 Приложения [3 рис. НП.1] г.Бобруйск расположен в снеговом районе 1в.
Характеристическое значение снеговой нагрузки на грунт определяем по формуле таблицы П.14 Приложения [3 рис. НП.1] :
где А = 149 м – высота местности над уровнем моря.
Следовательно характеристическое значение снеговой нагрузки на покрытие составит:
Нагрузку на балку условно считаем равномерно распределенной так как количество сосредоточенных усилий в местах опирания плит покрытия не менее пяти.
При расчете плиты по предельным состояниям несущей способности составляем следующие сочетания нагрузок:
– первое основное сочетание:
– второе основное сочетание:
Для дальнейших расчетов плиты по предельным состояниям несущей способности принимаем наиболее неблагоприятное сочетание:
– плита опертая по контуру
Рис. 4. К определению расчетных пролетов полки
Рис. 5. Расчетная схема полки плиты
- для средней ячейки при принимаем
- для крайней ячейки при принимаем
В качестве рабочей арматуры принимаем диаметр 6 мм классса S500 по СТБ 1704-2012 [12] что соответствует минимальному диаметру арматуры клас- са деформативности В.
При заданном классе экспозиции XC1 принимаем толщину полки равной 40 мм и располагаем сетку посередине толщины полки. Тогда толщина защитного слоя бетона составляет
Защитный слой для сетки должен назначаться в соответствии с требованиями действующих норм [4 п. 6.3.4]. Согласно таблице 6.13 [1] полка плиты представляет собой элемент плитной геометрии ((положение арматуры не влияет на процесс изготовления) и класс конструкции может быть понижен на один класс (с классса S4 до классса S3). Тогда минимальная толщина защитного слоя бетона cmindur из условий обеспечения долговечности может быть понижен для условий класса экспозиции XC1 с 14 до 10 мм.
Расстояние от нижней грани полки до центра тяжести арматурной сетки
Тогда рабочая высота сечения составит (рис. 6)
–при расчете на действие положительных моментов в середине ячейки
–при расчете на действие отрицательных моментов на опорах
Рис. 6. К определению рабочей высоты сечения полки плиты
Из условия минимальной стоимости конструкций оптимальные проценты армирования и соответствующие им значения относительной высоты сжатой зоны для плит принимаются:
Принимаем . Тогда относительно плечо внутренней пары сил
Плечо внутренней пары сил:
–при восприятии положительных моментов
–при восприятии отрицательных моментов
Изгибающие моменты выраженные через площадь арматуры:
– свободная кромка в торце плиты
Для учета влияния распора полученные значения моментов подставим в уравнение равновесия с коэффициентом 08 для средних ячеек и с коэффициентом 09 – для крайних.
Тогда при отношении для средних ячеек:
При соотношении для крайних ячеек:
Армирование полки подбирается по бльшим площадям. С учетом конст- руктивных требований норм [4 п. 11.4.4.4] (шаг рабочих стержней smaxslabs 200 мм при толщине плиты не более 150 мм) принимаем сетку из про- волоки 6 класса S500 с шагом 200 мм в продольном и поперечном направле- ниях (рис. 7).
Рис.7. Сетка С1 для армирования полки плиты
4 Расчет поперечого ребра
Высота поперечного ребра принимается равной половине высоты плиты. Поперечное ребро рассчитывается как однопролетная шарнирно опертая балка. В качестве расчетного пролета принимается расстояние между осями продольных ребер (рис. 4)
Расчетная нагрузка на ребро состоит из нагрузки от полки плиты собран- ной с соответствующей грузовой площади (рис. 8) и собственного веса ребра.
Рис. 8. Грузовая площадь поперечных ребер
Расчетная постоянная нагрузка от собственного веса ребра (рис.9)
Рис. 9. Геометрические размеры сечения поперечного ребра
Постоянная нагрузка от собственного веса полки и конструкции пола (см.
Переменная (вес снегового покрова) нагрузка от полки (рис 10б)
Нагрузка на поперечное ребро плиты покрытия может прикладываться в виде 2 сочетаний:
–первое сочетание – постоянная и снеговая нагрузки (рис. 10)
Рис. 10 Схемы приложения нагрузок при первом сочетании: а) – нагрузка от собственного веса ребра;
б) – нагрузка от веса полки и кровли;
в) – переменная (снеговая) нагрузка на полку
Максимальный изгибающий момент в середине пролета и максимальная поперечная сила:
– второе сочетание – постоянная нагрузки и сосредоточенная сила 1 кН (характеристическое значение) от собственного веса рабочего приложенная в середине пролета (рис. 11)
Рис. 11 Схемы приложения нагрузок при втором сочетании: а) – нагрузка от собственного веса ребра;
в) – временная нагрузка от веса рабочего 1 кН
Расчет поперечного ребра будет выполняться с учетом усилий от первого сочетания.
4.1 Определение площади продольной арматуры
Исходные данные (рис. 3.8) для первого пролета:
Класс условий эксплуатации – XС1. Класс бетона C3037.
Шаг промежуточных поперечных ребер в осях – 1600мм.
В качестве рабочей арматуры принимаем стержни класса S500.
Принииаем для класса экспозиции XС1
Номинальная толщина защитного слоя ([4 п. 6.3.4.1])
Согласно п. 6.3.4.14 [4] принимаем = 10 мм.
Согласно п. 6.3.4.15 [4] значение отклонения толщины защитного слоя
допускается снижать для предприятий с сертифицированной системой контроля качества включающей измерения толщины защитного слоя - .
Согласно [9 п. 4.3.1.1] для сборных конструкций при высоте сечения не более 150 мм допускается принимать = 5 мм. При большей высоте сечения = 10 мм.
Следовательно принимаем
Расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести продольной арматуры
Полезная высота сечения
При подборе продольной арматуры поперечное ребро плиты рассчитывается как тавровое с шириной полки
Согласно п. 5.5.2.2 [4] значение определяется на основании расстояния между точками «нулевых» моментов (рис. 12).
Рис. 12 Определение для расчёта эффективной ширины полки
Эффективная ширина полки для тавровых балок определяется из уравнения (рис. 13):
Где – наименьшая ширина ребра.
Рис. 13. Параметры эффективной ширины полки
При этом эффективная ширина свесов полки в каждую сторону должна удовлетворять условию:
Где – величина свесов полки (половина расстояния между рёбрами в свету) для средних поперечных рёбер с шириной равномерно расположенных с шагом 1600 мм по длине плиты.
Расстояние между точками нулевых моментов принимается равным расстоянию между осями продольных рёбер плиты (рис 4.1):
Эффективная ширина свесов полки составит:
Тогда эффективная ширина полки составит:
Расчётное сечение ребра приведено на рисунке 4.7.
Рис. 14. Сечение поперечного ребра плиты
Для определения положения границы сжатой зоны сечения вычисляем изгибающий момент воспринимаемый полностью сжатой полки:
Так как низ прямоугольной эпюры напряжений расположен в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной
Расчётное сопротивление ненапрягаемой арматуры класса S500:
Для арматуры класса S500 при относительная деформация при достижении напряжениями в ней расчётного сопротивления составит:
При использовании расчётной модели основанной на применении прямоугольного блока напряжений граничные значения относительной высоты и относительного момента условной сжатой зоны:
Относительный момент сжатой зоны:
Относительная высота сжатой зоны:
Относительное плечо внутренней пары сил:
Требуемая площадь продольной арматуры:
Принимаем класса S500 .
Тогда фактическое значение полезной высоты сечения ребра:
4.2. Расчёт сопротивления поперечного ребра действию поперечной силы
В соответствии с требованиями п. 8.2.1.1 [4] проверка сопротивления поперечного ребра и определение площади поперечного армирования производится в зависимости от величины поперечной силы действующей в рассматриваемом сечении.
Исходные данные: класс бетона ; класс поперечной арматуры продольная арматура класса ширина ребра сечения ; полезная высота сечения максимальная поперечная сила .
Поперечная сила которую может воспринять бетон конструкции без учёта поперечной арматуры:
– коэффициент армирования продольной арматурой.
Тогда поперечная сила которую может воспринять бетон конструкции без учёта поперечной арматуры:
Так как требутся расчёт поперечной арматуры.
Длина участка на котором попеечное армирование необходимо устанавливать по расчету определяется по эпюре поперечных сил (рис. 15).
Рис. 15. К расчету наклонных сечений
Таким образом расчетным является участок:
При равномерно распределенной нагрузке приложенной по верхней грани
элемента площадь поперечной арматуры на любом отрезке длиной
может быть рассчитана по наименьшему значению VEd на этом отрезке.
Первое расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры
Поперечное усилие в данном сечении
Задаемся углом наклона рещин к горизонтали
В пределах длины расчетного участка поперечное армирование рассчитывают из условий:
– расчетная поперечная сила воспринимаемая сечением с поперечным армированием определяется по формуле
Задавшись шагом поперечной арматуры определяем площадь ее сечения по последней формуле учитывая то что в данном методе количество попереч- ной арматуры рассчитывают приняв условие что напряжения в ней достигают предела текучести т.е
Плечо внутренней пары сил
Максимальный шаг поперечной арматуры
Принимаем шаг поперечной арматуры
Площадь поперечной арматуры
Принимаем по таблице П4 методического пособия
Проверяем условие ограничения максимальной площди эффективной поперечной арматуры:
– коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в условиях растяжения и равный для тяжелого бетона:
Так как – условие выполняется.
Поперечная сила которая может быть воспринята полосой бето на между наклонными трещинами
Так как в последующих сечениях расположенных на участке величина поперечной силы уменьшается дальнейший расчет не нужен.
Коэффициент поперечного армирования
Минимальный коэффициент поперечного армирования
Так как > принимаем поперечное армирование поперечного ребра в виде 5 класса S500
Таким образом окончательно принимаем армирование в виде одного стержня класса S500 и стержней 5 класса S500 установленных в каждом поперечном ребре плиты с шагом 80мм (рис. 16).
Рис. 16. Принятое размещение арматуры в поперечном ребре плиты
5 Расчет продольного ребра
Продольное ребро плиты рассматривается как однопролетная статически определимая балка таврового сечения загруженная равномерно распределен- ной нагрузкой собранной с номинальной ширины плиты с учетом швов замо- ноличивания.
Конструктивная длина плиты определяется по формуле (рис. 17)
Рис. 17. Схема опирания плиты
5.1 Определение нагрузок
На плиту действуют постоянные и переменные нагрузки. Постоянные включают вес конструкции пола и собственный вес железобетонной плиты. Пе- ременные нагрузки – вес снегового покрова (табл. 3).
Таблица 3 – Характеристические и расчетные нагрузки на 1 полки плиты покрытия
Итого: gk = 3098 gd = 3827
Снеговая (г.Бобруйск)
Для расчетов плиты по предельным состояниям эксплуатационной при- годности (SLS) составляем следующие сочетания воздействий [1 НП1 п. А1.2.2]:
– практически постоянное сочетание:
5.2. Определение усилий в продольном ребре плиты
Расчетный пролет плиты принят равным расстоянию между серединами закладных деталей шириной 100 мм установленных на верхних полках ригелей (рис. 17).
При номинальной ширине плиты 28 м погонная нагрузка на 1 м составит
Расчетная схема продольного ребра представлена на рис.18
Рис.18. Расчетная схема продольного ребра
Усилия в расчетном сечении продольного ребра составят
5.3 Предварительный подбор продольной напрягаемой арматуры
Выбор расчетного сечения
При проведении расчетов по предельному состоянию несущей способности фактическое сечение плиты (рис. 2) заменяется эквивалентным тавровым (рис.19)
Рис.19 Эквивалентное поперечное сесение плиты
Согласно п. 5.5.2.2 [4] значение определяется на основании расстояния между точками «нулевых» моментов.
Эффективная ширина полки для тавровых балок определяется из уравнения:
Эффективная ширина свесов полки в каждую сторону должна удовлетворять условию:
Где – величина свесов полки
Расстояние между точками нулевых моментов принимается равным расстоянию между осями продольных рёбер плиты (рис 18):
Тогда эффективная ширина полки составит
Назначение величины предварительного напряжения в напрягаемой арматуре
Натяжение арматуры производится на упоры стенда механическим спосо- бом а обжатие бетона производят усилием напрягаемой арматуры при дости- жении прочности не менее
При твердении бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.
Усилие прилагаемое в процессе натяжения к активному концу (анкеру) напрягаемой арматуры не должно превышать максимального значения оп- ределенного по формуле [4 п. 5.7.2.1]
- площадь поперечного сечения напрягаемой арматуры
- максимальное напряжение в напрягаемой арматуре определяемое при натяжении проволоки и канатов по СТБ EN 10138 [10 11] из условия
- характеристическое значение временного сопротивления высокопрочной арматуры.
- характеристическое значение условного предела текучести арматуры
При предварительном подборе арматуры рекомендуется принимать ориен- тировочно суммарную величину потерь предварительного напряжения до их
Тогда установившиеся напряжения в арматуре с учетом всех потерь пред- варительного напряжения
Определение геометрических характеристик сечения плиты
Геометрические характеристики сечения при обеспеченном сцеплении не- напрягаемой арматуры с бетоном следует определять по правилам сопротивле- ния материалов с учетом площади ненапрягаемой арматуры с использованием коэффициента приведения равного отношения модуля упругости ненапрягае- мой арматуры к модулю упругости бетона.
В запас расчета при вычислении геометрических характеристик сечения плиты площадь ненапрягаемой арматуры не учитываем.
Площадь приведенного сечения (рис. 19)
Статический момент приведенного сечения относиьельно нижней грани продольного ребра:
Расстояние от центра тыжести сечения до относительно нижней грани ребра
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести
Момент сопротивления нижней части сечения
Расстояние от центра тяжести сечения до верхней ядровой точки сечения
Определение площади напрягаемой арматуры
Принимаем так как арматура может быть установлена в 2 ряда.
Расстояние от центра тяжести сечения до точки приложения усилия предварительного обжатия
Определяем положение границы сжатой зоны при расчете таврового сечения. Момент воспринимаемый полностью сжатой полкой:
Площадь напрягаемой арматуры должна назначаться с учетом обеспечения конструкцией условий предельных состояний эксплуатационной пригодности (SLS). Одним из таких условий является проверка условия декомпрес сии (все части напрягаемого элемента имеющего сцепление с бетоном должны быть расположены не менее чем на 25 мм внутри сжатого бетона).
-изгибающий момент в рассчитываемом сечении при практически постоянном сочетании воздействий
- момент усилия предварительного напряжения относительно верхней ядровой точки
Согласно п. 5.7.4.2 [4] при расчетах по эксплуатационной пригодности и усталости необходимо учитывать возможные изменения предварительного
напряжения. В расчет вводится нижний предел значения усилия предварительного напряжения
- коэффициент определяющий нижний предел значения усилия предварительного напряжения при расчетах по предельным состояниям эксплуатационной пригодности принимаемый равным 09.
Определим площадь сечени напрягаемой арматуры из услови декомпрессии предварительно приняв:
Таким образом руководствуясь полученным значением в качестве нарягаемой арматуры принимаем по сортаменту (табл. П.5 Приложения) 4 каната EN 10138-3-Y1860S7-9-A с площадью поперечного сечения
Тогда общая площадь напрягаемой арматуры составит:
Канаты располагаем в 2 ряда (рис.20)
Рис. 20 Принятое размещение напрягаемой арматуры в сечении плиты
Уточняем расстояние от центра тяжести сечения до точки приложения усилия предварительного обжатия
Для выбранного диаметра канатной арматуры с учетом данных приведенных в таблице 2 СТБ EN 10138-3-2009 уточняем:
- характеристическое значение условного предела текуческти при остаточной деформации 01% канатной арматуры
- расчетное значение предела текучести предварительно напряженной стали
4. Определение потерь усилия предварительного напряжения
Кратковременные (технологические) потери предварительного напряжения в арматуре при ее натяжении рассматриваются в порядке их проявления:
Потери усилия предварительного напряжения от деформации анкеров PA Н расположенных в зоне натяжных устройств при натяжении на упоры следует рассчитывать по формуле:
Потери усилия предварительного напряжения от деформации стальной формы ????Pf = 0 так как натяжение выполняется на упоры стенда.
Потери усилия предварительного напряжения от трения арматуры о стенки каналов и об огибающие приспособления (девиаторы) ????Px)0 = 0 так как выполняется натяжение арматуры на упоры с прямолинейным расположением арматуры по длине плиты.
Потери усилия предварительного напряжения от релаксации напряжений в стали.
Потери от релаксации напряжений определяют в зависимости от релаксационного класса арматуры ρ1000 по формуле:
- потери от релаксации напряжений после натяжения % в момент времени t сут; определяют по формуле:
В предварительно напряженных конструкциях подвергаемых в процессе изготовления тепловой обработке учитывают влияние температуры на величину потерь от релаксации напряжений. Допускается учитывать эффекты температурно-влажностной обработки бетона на величину потерь от релаксации напряжений путем добавления ко времени t прошедшему от момента натяжения эквивалентного времени teq ч которое определяют по формуле:
Тогда возраст бетона в момент определения потерь составит сут:
Начальные напряжения в напрягаемой арматуре:
Потери от релаксации напряжений после натяжения:
Абсолютное значение потерь от релаксации напряжения:
Потери усилия предварительного напряжения от релаксации напряжений:
Потери усилия предварительного напряжения от температурного перепада ????P????T Н при температурно-влажностной обработке определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона рассчитывают по формулам:
- для бетонов классов по прочности на сжатие от C2025 до C3037
????P????T = 1 25 ????T Ap ;
Усилие предварительного напряжения с учетом потерь проявившихся к моменту передачи обжатия на бетон (до снятия с упоров):
Потери усилия предварительного напряжения вызванные упругой деформацией бетона при передаче усилия обжатия ????Pcel Н рассчитывают по формуле:
Коэффициент приведения арматуры:
Коэффициент армирования
Потери вызванные упругой деформацией бетона в момент передачи обжатия на бетон составит:
Значение начального усилия предварительного напряжения Рm0 приложенного непосредственно после предварительного натяжения (в момент времени t = t0):
Среднее значение усилия предварительного напряжения Рт0 в момент времени t = t0 действующее непосредственно после передачи усилия обжатия на бетон и предварительного обжатия конструкции (при натяжении на упоры) должно удовлетворять условию:
Указанное условие выполняется поскольку:
Длительные (эксплуатационные) потери усилия предварительного напряжения при предварительном натяжении:
Сжимающие напряжения в бетоне конструкции возникающие от усилия предварительного натяжения и других нагрузок действующих во время натяжения и после отпуска предварительного напряжения.
Принимаю значение передаточной прочности бетона:
Начальные напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия Pm0 (с учетом кратковременных потерь при t = t0):
– образование продольных трещин не ожидается;
– нет необходимости учитывать нелинейную ползучесть.
Потери усилия предварительного обжатия вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в напрягаемой арматуре определяют по формуле:
Определение коэффициента ползучести бетона
Предельное значение коэффициента ползучести φ(t0) для неармированного бетона допускается определять в соответствии с требованиями при t = 50 лет.
В соответствии с относительными деформациями ползучести в момент времени t0 определяются с учетом начального (тангенциального) модуля упругости бетона принимаемого равным 105Ecm.
Приведенный размер элемента мм:
Принимаем класс цемента N (нормально твердеющий) и возраст бетона в момент нагружения t0 = 28 сут.
При приведенном размере h0 = 100 мм и относительной влажности воздуха RH = 70% для бетона класса C3037 по интерполяции между его значениями при RH = 50% и RH = 80% получаем предельные значения коэффициента ползучести (50 t0) = 1933.
Значения коэффициента ползучести приведенные в указанной таблице получены для бетона класса по прочности на сжатие C3037. Для бетонов других классов значения коэффициента ползучести должны уточняться путем умножения на коэффициент где αcs – корректирующий коэффициент определяется по линейной интерполяции при соответствующей относительной влажности воздуха.
При – нет необходимости учитывать нелинейную ползучесть.
Определение деформаций усадки бетона
Согласно требованиям относительные деформации усадки определяются для возраста бетона t = 50 лет.
Приведенный размер поперечного сечения плиты равен:
По таблице П.12 Приложения [4 табл. 6.6] для приведенного размера расчетного сечения h0 = 100 мм и прочности бетона fck = 30 МПа при относительной влажности воздуха RH = 80% с помощью интерполяции определяем:
Потери от длительной релаксации арматурной стали
Абсолютное значение потерь предварительного напряжения в результате релаксации напрягаемой арматуры определяем с учетом положений принимая для расчета интервал времени t = 18 250 сут. (т.е. примерно 50 лет):
Изгибающий момент в расчетном сечении плиты при действии практически постоянного сочетания воздействий:
Приращение напряжений в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры при действии практически постоянного сочетания воздействий:
Начальное напряжение в напрягаемой арматуре
Тогда полные напряжения в напрягаемой арматуре от действия практически постоянной нагрузки равны:
Начальные напряжения cp0 в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия кратковременных потерь при t = t0 были определены ранее:
Тогда напряжение в бетоне окружающем напрягающий элемент от собственного веса начального усилия предварительного напряжения и других возможных практически постоянных воздействий:
Тогда реологические потери вызванные ползучестью и усадкой бетона а также длительной релаксацией напряжений в арматуре можно вычислять по формуле:
Потеря усилия предварительно натяжения:
Окончательно значение усилия предварительного напряжения c учетом всех потерь составило:
5.Проверка сопротивления продольного ребра плиты по нормальному сечению в стадии эксплуатации.
Поскольку плита выполнена из бетона класса С3037 имеет симметричное относительно вертикальной оси сечение и арматура сосредоточена у наиболее растянутой грани проверку сопротивления продольного ребра плиты действию изгибающего момента допускается выполнять с использованием уравнений статического равновесия.
Изгибающий момент в расчетном сечении составляет . По результатам предварительного расчета в плите установлена рабочая арматура 49 класса Y1860S7 по CТБ EN 10138-3-2009 [10] общей площадью
Положение границы сжатой зоны в элементе таврового сечения определяется из условия:
Так как низ прямоугольной эпюры напряжений расположен в полке.
Значение условной высоты сжатой зоны найдено в предположении достижения напряжениями в напрягаемой арматуре значений равных расчетному значению условного предела текучести fpd. Для подтверждения данного допущения необходимо определить значение относительных деформаций напрягаемой арматуры p и сравнить их с деформациями pd соответствующими расчетному значению условного предела текучести fpd.
Относительные деформации напрягаемой арматуры p определяются как сумма относительных деформаций от внешней нагрузки pEd и относительных деформаций вызванных предварительным натяжения pmt (см. рис. 22).
Рис. 5.5. Распределение деформаций по высоте сечения
Руководствуясь значением определим уровень напряжений в напрягаемой арматуре по рис. 23 (рис. 3.10 [4]) используя диаграмму с горизонтальной верхней ветвью без ограничения относительных деформаций:
Рис. 23 (рис. 6.8 [4]). Идеализированные диаграммы деформирования
«напряжение – относительная деформация» для напрягаемой арматуры: а – характеристическая; б – расчетная
Т.к. = 16375 > = 696 то напряжения в напрягаемой арматуре достигают расчетного значения условного предела текучести арматуры fpd. Высота условной сжатой зоны сечения xeff найдена верно.
Величина изгибающего момента воспринимаемого сечением:
Сопротивление продольного ребра плиты действию изгибающего момента в стадии эксплуатации обеспечено.
6. Проверка сопротивления продольонго ребра плиты по нормальному сечению в стадии изготовления
Значение начального усилия предварительного напряжения (в момент времени t = приложенного непосредственно после предварительного натяжения ранее определено как
Проверку сопротивления продольного ребра плиты в стадии изготовления выполняют как внецентренно сжатого элемента.
Усилие предварительного напряжения с учетом частного коэффициента для усилия предварительного обжатия учитывающего его неблагоприятный эффект при проверке несущей способности в стадии обжатия [4 п. 5.7.4.2]:
Передаточная прочность бетона принята ранее с учетом требований п. 5.7.1.8 [4] составляет:
Тогда расчетное значение предела прочности на осевое сжатие бетона при передаче на него усилия обжатия составляет:
В полке плиты растянутой при предварительном обжатии должна быть установлена продольная арматура с учетом требований [4 табл. 11.1]
но не менее 00013 · b · d
где b – средняя ширина зоны растяжения; для тавровых и двутавровых сечений – ширина стенки
средняя прочность бетона при растяжении определяемая исходя из соответствующего класса прочности бетона согласно таблице 3.1 [4];
d – полезная высота сечения;
– расстояние от верхней грани бетонного сечения до центра тяжести продольной арматуры в полке принято равным 20 мм;
ширина продольного ребра принятая в расчете;
В верхней зоне плиты расположены монтажные стержни ∅5 каркасов установленных в продольных ребрах и продольные стержни ∅6 сетки установленной в полке.
В качестве продольной растянутой арматуры учитываем продольные стержни ∅6 сетки расположенные с шагом 200 мм
Усилие предварительного обжатия при расчете несущей способности внецентренно сжатого сечения следует рассматривать как внешнюю силу
и определять с учетом снижения напряжений в предварительно напряженной арматуре вследствие обжатия сечения.
Где снижение напряжений в предварительно напряженной арматуре вследствие обжатия сечения.
Значение деформаций в предварительно напрягаемой арматуре определим из схемы распределения деформаций по высоте сечения представленной на рисунке 20.
Рис. 24. Распределение деформаций по высоте сечения
Из подобия треугольников:
Значение условной высоты сжатой зоны найдем из условия равновесия – равенства нулю суммы проекций всех сил на продольную ось элемента.
После подстановки численных значений (в МПа МН м) получим:
Решив квадратное уравнение получим значение высоты условной сжатой зоны:
Для определения относительных деформаций арматуры воспользуемся схемой распределения относительных деформаций по высоте сечения приведенной на рисунке 20.
Руководствуясь значением определим уровень напряжений в арматуре по рис. 21 используя диаграмму с горизонтальной верхней ветвью без ограничения относительных деформаций:
Рис. 25 (рис. 6.6 [4]). Идеализированные диаграммы деформирования «напряжение – относительная деформация» для арматуры (при растяжении и сжатии): а – характеристическая; б – расчетная
Т.к. то напряжения в арматуре достигают расчетного значения предела текучести арматуры
Использование расчетного значения предела текучести арматуры при нахождении высоты условной сжатой зоны является верным.
При требуется расчет значения высоты условной сжатой зоны с учетом фактических напряжении в арматуре (
При найденном значении x = 152 мм имеем:
Проверим правильность определения значения высоты сжатой зоны х. Для этого проверим выполнения условия равновесия – равенства нулю суммы проекций всех сил на продольную ось элемента:
Сохраняем найденное значение высоты сжатой зоны x = 172 мм для дальнейших расчетов.
Выполним проверку сопротивления продольного ребра плиты покрытия в стадии изготовления как внецентренно сжатого элемента в расчетном сечении которого действует усилие от обжатия
Значение изгибающего момента воспринимаемого сечением:
Изгибающий момент относительно центра тяжести растянутой арматуры в месте расположения петель (на расстоянии = 08 м от торца плиты) от усилия обжатия составит:
изгибающий момент в месте расположения петель от собственного веса плиты с учетом коэффициента динамичности определяемый по формуле:
характеристическое значение собственного веса 1 плиты
Изгибающий момент относительно центра тяжести растянутой арматуры в месте расположения петель составит:
Поскольку выполняется условие то несущая способность плиты в стадии изготовления при передаче усилия обжатия на бетон обеспечена.
7. Проверка сопротивления продольного ребра с стадии эксплуатации действию поперечной силы
Проверка сопротивления продольного ребра в стадии эксплуатации действию поперечной силы выполняется на основании указаний [4 п. 8.2.1].
В соответствии с требованиями [4 п. 8.2.1.1] расчет требуемой площади поперечного армирования производится в зависимости от величины поперечной силы действующей в рассматриваемом сечении.
Расчетную поперечную силу воспринимаемую элементом без вертикальной или наклонной арматуры при отсутствии продольного усилия определяют по формуле [4 п. 8.2.1.2]:
Где продольная сила в поперечном сечении вызванная действием предварительного напряжения ( при сжатии)
площадь бетонного сечения
Поперечная сила которую может воспринять бетон конструкции без учета поперечной арматуры:
Поскольку поперечная арматура устанавливается по расчету.
Расчет площади сечения поперечной арматуры.
При расчете поперечной арматуры ребро плиты представляется как раскосная ферма с параллельными поясами. Предполагается что восходящие раскосы совпадают с направлениями главных сжимающих напряжений образующих усилия действующие между наклонными трещинами. Нисходящие раскосы совпадают с направлением главных растягивающих напряжений которые должны восприниматься поперечными стержнями (рис. 27).
Рис.27. ([4 рис. 8.18]). Схема для расчета прочности железобетонных элементов при действии поперечной силы на основе стержневой модели.
Класс поперечной арматуры –
Продольная арматура –49 класса Y1860S7 ;
ширина ребра приведенного сечения;
полезная высота сечения;
Расчетная поперечная сила
Длина участка на котором поперечное армирование необходимо устанавливать по расчету определяется по эпюре поперечных сил.
Первое расчетное сечение назначаем на расстоянии от опоры:
Поперечное усилие в данном сечении:
расчетная поперечная сила воспринимаемая сечением с поперечным армированием определяется по формуле:
Задавшись шагом поперечной арматуры определяем площадь ее сечения по последней формуле учитывая то что в данном методе количество поперечной арматуры рассчитывают приняв условие что напряжения в ней достигают предела текучести т.е.
Максимальный шаг поперечной арматуры:
Коэффициент понижения несущей способности:
что больше чем cot = 25.
Принимаем шаг поперечной арматуры s = 150 мм.
Площадь поперечной арматуры:
Принимаем по сортаменту 2
Принимаем шаг поперечной арматуры s = 100 мм.
Принимаем по сортаменту
Окончательно принимаем поперечную арматуру в виде 2∅4 класса S500 с шагом 150 мм.
Проверяем условие ограничения максимальной площади эффективной поперечной арматуры (п. 6.2.3 [4]):
Так как 0 392МПа 528 МПа – условие выполняется.
Поперечная сила которая может быть воспринята полосой бетона между наклонными трещинами [4 п. 8.2.2.3]
Так как условие выполняется.
Расстояние от опоры до второго расчетного сечения:
Действующее значение поперечной силы:
Требуемый шаг поперечной арматуры:
Расстояние от опоры до третьего расчетного сечения:
Результаты расчета поперечной арматуры продольного ребра.
до расчетного сечения
Шаг поперечных стержней мм
Коэффициент поперечного армирования [4 п. 9.2.2(5)] Коэффициент поперечного армирования [4 п. 9.2.2(5)]:
Минимальный коэффициент поперечного армирования:
Так как окончательно принимаем поперечное армирование продольных ребер плиты в виде 2∅4 класса S500
Рис.28. Схема размещения рабочей арматуры плиты
8. Проверка трещиностойкости плиты.
Значение изгибающего момента в рассчитываемом сечении (посередине пролета) при частом сочетании воздействий равно:
Проверка по образованию трещин производится по условию:
момент воспринимаемый сечением.
упругий момент сопротивления бетонного сечения при образовании трещин нормальных к продольной оси элемента.
момент от усилия предварительного напряжения относительно верхней ядровой точки.
В расчет следует вводить нижний предел значения усилия предварительного напряжения:
коэффициент определяющий нижнее предельное значение усилия предварительного обжатия при проверках предельных состояний эксплуатационной пригодности принимаемый равным 09 при натяжении на упоры.
расстояние от центра тяжести бетонного сечения до верхней ядровой точки.
расстояние от центра тяжести бетонного сечения до оси действия усилия обжатия.
Тогда момент воспринимаемый сечением перед образованием трещин:
Поскольку трещиностойкость сечения при частом сочетании воздействий обеспечена.
9. Расчет деформаций плиты
Эффективный модуль деформаций:
Вычисляем момент инерции сечения без трещины используя формулы:
Коэффициент приведения:
Коэффициент армирования:
Значения вспомогательных коэффициентов:
Момент инерции сечения без трещины:
Жесткость сечения при действии практически постоянного сочетания воздействий:
Длительная часть прогиба при действии практически постоянного сочетания воздействий:
Тогда прогиб в середине пролета ребристой плиты покрытия от внешних нагрузок равен:
Принимаемое при расчете усилие обжатия влияет благоприятно и поэтому принимается по сниженному значению усилия обжатия (после проявления всех потерь)
Прогиб середины плиты от предварительного обжатия (выгиб) равен:
Полный прогиб середины плиты от внешних нагрузок и предварительного обжатия равен:
Предельная допустимая величина прогиба плиты согласно составляет:
Для компенсации полного прогиба или его части конструкция может иметь начальный выгиб. Его величина не должна превышать 1250L.
Таким образом деформации плиты не превышают допустимый предел и требования по критерию внешнего вида выполнены.
РАСЧЕТ КОНСТРУКЦИЙ КАРКАСА ОДНОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С ПОДВЕСНЫМИ КРАНАМИ
Расчет каркаса двухпролетного (L = 21 м) отапливаемого здания строящегося в г. Бобруйск оборудованного подвесными кранами грузоподъемностью 32 т (по два крана в каждом пролете). По технологическому заданию отметка низа стропильной конструкции — 96 м несущие конструкции покрытия — стропильные двускатные железобетонные предварительно напряженные балки и предварительно напряженные ребристые плиты покрытия. Шаг колонн — В = 62 м.
— класс среды по условиям эксплуатации —
— колонна сборная заводского изготовления. Бетон тяжелый класса по прочности на сжатие С3037;
— арматура класса S500.
Для бетона класса С3037:
— нормативное сопротивление сжатию fck 30 МПа;
—расчетное сопротивление
— средний модуль упругости Ecm 33000 МПа.
fyk500МПа - характеристическое сопротивление;
fyd 435МПа – расчетное сопротивление;
Es 200000 МПа - модуль упругости.
1 Определение генеральных размеров поперечной рамы
Компоновку поперечной рамы начинают с определения основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы (рисунок 1.1). Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием до низа стропильных конструкций покрытия H=9600 мм.
Рисунок 1.1 — Поперечный разрез здания (фрагмент)
Общая высота колонны от уровня обреза фундамента до низа ригеля: Hс H 1509600 1509750 мм.
Привязку наружной грани колонны к разбивочной оси принимаем b0 = 0 мм. Сечение колонны — сплошное.
Принимаем размеры сечения колонны крайнего ряда bкр hкр 400500мм.
Принимаем размеры сечения колонны среднего ряда bср hср 400600мм.
Высота стропильной балки на опоре назначается из условия hБ L
Принимаем высоту стропильной балки hБ = 900 мм.
2 Определение нагрузок на поперечную раму
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько их сочетаний с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения. Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно а затем составляют наиболее невыгодные комбинации нагрузок по определенным правилам.
2.1 Постоянные нагрузки от веса покрытия собственной массы конструкций и стенового ограждения
Таблица 1.1 —Нагрузки на 1 м2 покрытия
Характеристическое значение кНм2
Два слоя изолирующего материала «Кровляпласт»
Цементно-песчаная стяжка М100
= 40 мм (= 2000 кгм3 )
Утеплитель:минеральная вата
слой оклеечной пароизоляции на битумной мастике = 3мм (m= 3кг)
Сборные железобетонные ребристые плиты покрытия (по результатам расчета плиты)
Характеристическое значение нагрузки от собственного веса конструкций покрытия (плит и стропильной балки) на крайнюю колонну составит:
где — характеристическое значение нагрузки от собственного веса стропильной балки;
gkБ = 55 кНм — характеристическое значение погонной нагрузки от собственного веса стропильной балки [13(табл. П.13 приложения)].
B = 62 м — шаг колонн.
При «нулевой» привязке эксцентриситет приложения нагрузки Gк1
Приложение нагрузки к средней колонне производят в двух точках расположенных с эксцентриситетом относительно оси колоны отстоящих от оси колонны e2 175 мм.
Нагрузка от собственного веса кранового пути и его крепления к стропильной балке покрытия
Gk2 gkБПБ LБКП gkКР 0775622 6805 кН
где LБКП B — длина балки кранового пути; gkПБ 0775 кНм — характеристическое значение погонной нагрузки от собственного балки кранового пути [13(табл. П.15 приложения)];
gkКР 2 кН — характеристическое значение нагрузки от собственного веса крепления кранового пути к стропильной балке покрытия.
В качестве стенового ограждения принимаем сборные керамзитобетонные панели толщиной 300 мм (согласно теплотехническому расчету).
Характеристическое значение нагрузки от собственного веса двух парапетных панелей составит:
Gk3 gkw hw B 301262=558 кН
где gkw 30кНм2 — характеристическое значение нагрузки от собственного веса 1 м2 стеновых панелей;
hw —общая высота стеновых панелей выше уровня подкрановой балки.
Данная нагрузка в расчетной схеме для упрощения прикладывается в уровне оголовка колонны. Эксцентриситет этой нагрузки относительно оси колонны составляет:
e3 05tw hK 05300 500 400 мм
где tw = 300 мм — толщина стеновой панели.
Характеристическое значение нагрузки от собственного веса перемычечных стеновых панелей и остекления над ними составит:
где — характеристическое значение нагрузки от собственного веса 1 м2 панелей оконного заполнения [13 (табл. П.11 приложения)];
hост — общая высота панелей остекления.
Эксцентриситет этой нагрузки относительно оси колонны принимают равным e3 400 мм.
Характеристическое значение погонной нагрузки от собственного веса крайней колонны
gkкр bкр hкр 040525 5 кНм.
Характеристическое значение нагрузки от собственного веса крайней колонны составит
Gkкр gkкр H 5975 4875 кН
Характеристическое значение погонной нагрузки от собственного веса средней колонны
gkср bср hср 040625 6 кНм.
Характеристическое значение нагрузки от собственного веса средней колонны составит
Gkср gkкр H 6975 5850 кН
2.2 Нагрузки от крановых воздействий
Схема поперечной рамы здания и обозначения основных параметров для определения нагрузок от действия кранов в соответствии с «Еврокод 1. Воздействия на конструкции. Часть 3. Воздействия вызванные кранами и механическим оборудованием. ТКП EN 1991-3-2009 (02250)” приведены на рисунке 1.2. Исходные данные для определения крановых нагрузок сведены в таблицу 1.2
Рисунок 1.2 — Схема поперечной рамы здания и распределение нагрузки 1-ой группы при действии подвесных кранов
Таблица 1.2 — Исходные данные для сбора нагрузок на поперечную раму от действия подвесных кранов
Пролет кранового моста (Span of the crane bridge)
Колесная база крана (Wheel spacing)
Класс подъемного оборудования (Hoisting class)
Грузоподъемность крана (Hoist load)
Собственный вес крана без тележки (Self-weight of the crane)
Определяется по интерполяции
Собственный вес тележки (Self-weight of the crab)
Постоянная скорость подъема груза
Количество колес крана на одном крановом пути
Примечания: 1. Значения позиций 23 6-10 устанавливаются по данным таблицы [13П.14 приложения] в зависимости от грузоподъемности Qhnom и пролета крана l.
Количество кранов учитываемых в одном пролете — 2.
Обозначение основных размеров приведено на рисунке 4.2
Вертикальные нагрузки
При расчете опорных конструкций здания необходимо учитывать эффекты динамического воздействия подвесных кранов с помощью коэффициентов динамичности i.
Вибрационные воздействия в процессе поднятия груза учитываются коэффициентом динамичности 1 который применяется к собственному весу крана Qcr и весу тали Qt. Величина 1 = 11 соответствует верхнему значению вибрационных колебаний.
Динамические эффекты возникающие в момент передачи нагрузки от земли к крану учитываются коэффициентом 2 который применяется к весу поднимаемого груза Qhnom.
В соответствии с таблицей 2.4 «Еврокод 1. Воздействия на конструкции. Часть 3. Воздействия вызванные кранами и механическим оборудованием. ТКП EN 1991-3-2009 (02250)”
= 2 min + 2vh = 110 + 034·01 = 1134.
vh — постоянная скорость подъема груза мс.
С учетом динамических эффектов характеристические значения макси-мальной Qrmax и минимальной Qr(max) нагрузки на одно колесо нагруженного подвесного крана для группы нагрузок 1 (таблица 2.2 «Еврокод 1. Воздействия на конструкции. Часть 3. Воздействия вызванные кранами и механическим оборудованием. ТКП EN 1991-3-2009 (02250) составляют:
Нагрузки на поперечную раму
Характеристическое значение вертикального давление на стропильную конструкцию при действии крановых нагрузок определяется по линиям влияния опорных реакций балок кранового пути. Для одного пролета учитывается работа двух подвесных кранов которые находятся в сближенном положении и расположены наиболее неблагоприятно относительно анализируемой рамы
Характеристические значения вертикальных нагрузок на колонны:
Dkmin Qr(max)i 5533448 1907 кН.
Рисунок 1.3 — Определение нагрузок на раму при неблагоприятном расположении двух сближенных подвесных кранов
2.3Нагрузки от веса снегового покрова
Согласно карте снеговых районов приведенной на рисунке НП.1 [3]
(рисунок П.1) г. Бобруйск расположен в снеговом районе 1в. Высота над уровнем моря — 149 м.
Характеристическое значение снеговой нагрузки на грунт определяем по формуле таблицы НП1.1 [3] (таблица П.8)
s=i Ce Ct sk= 0811181=1107 кНм2.
Где коэффициент формы снеговых нагрузок (при уклоне поверхности принимается )
температурный коэффициент. Используется в расчетах для снижения снеговых нагрузок на покрытия с повышенной теплопередачей. В нашем случае принимается равным 1.
коэффициент окружающей среды. При выборе коэффициента учитываются условия эксплуатации сооружения. В нашем случае принимается равным 1.
характеристическое значение снеговых нагрузок на грунт определяется по ф-ле таблицы НП1.1. «СН 2.01.04-2019. Воздействия на конструкции. Общие воздействия. Снеговые нагрузки»
Характеристическое значение снеговой нагрузки на крайнюю колонну определяется по формуле:
2.4Нагрузки от давления ветра
Определим требуемые расчетные параметры для рассматриваемого случая. Базовое значение скорости ветра vb:
vb cdir cseason vb0 10102121 (мс)
cseason = 10 — для капитальных зданий;
vb0 = 21 мс — для климатических условий г. Бобруйск.
Дифференцирование осуществляется в зависимости от отношения высоты здания к его ширине hb следующим образом:
— для зданий с h b принимается одна полоса высотой h;
— для зданий с b h 2b принимается нижняя полоса высотой b а также верхняя полоса высотой (h – b);
— для зданий с h > 2b принимается нижняя полоса высотой b а также верхняя полоса высотой b находящаяся между отметками (h – b) и h. Промежу-точная зона подразделяется на соответствующее число дополнительных полос высотой hstrip.
Таким образом в рассматриваемом примере при h = 12 м и b = 992 м будет
выполняться первое условие h b(см. рисунок 1.4).
Рисунок 1.4 — К определению базовой высоты ze
Определим пиковые значения скоростного напора с использованием значений средней скорости ветра и интенсивности турбулентности.
Коэффициент местности kr будет равен:
Где z0II = 005 м для типа местности II по табл. 4.1II [4];
z0 = 1 м для типа местности 4табл. 4.1 [4].
Коэффициент учитывающий тип местности:
при zмин= 10 м z = 120 м zмакс = 200 м;
где zмин = 10 миzмакс = 200 м приняты согласно табл. 4.1 [4].
Среднюю скорость ветра определим из базового значения скорости с учетом типа местности и орографии:
vm 120cr 120co 120vb 102112201 (мс)
где cо(z) =10 т.к. средний уклон местности с наветренной стороны менее 3º.
Интенсивность турбулентности:
при zмин= 10 м z = 120 м zмакс = 200 м.
Пиковое значение скоростного напора qp(z) будет равно:
Определим значения аэродинамических коэффициентов внешнего давления приведенных в разделе 7 [4]. При b =992 м d = 42 м и h =120м значение e minb 2h24 м. Распределение давления для вертикальных стен рассматриваемого здания представлено на рисунке 1.5.
Рисунок 1.5 — Распределение давления для вертикальных стен
При h d 1242 029 выполним интерполяцию значений сре10 используемых для расчета конструкций здания:
Таблица 1.3 — Ветровое давление и погонная ветровая нагрузка на вертикальные стены здания
Внешнее ветровое давление wе кПа
Погонная нагрузка на поперечную раму кНм
характеристическое значение
Рисунок 1.6 — Приложение ветровой нагрузки на раму
Сосредоточенная сила действующая на раму с наветренной стороны определяется от нагрузки приходящейся на конструкции расположенные выше уровня оголовка колонны и прикладывается на этом уровне.
Момент в заделке колонны от действия фактического ветрового давления в уровне шатра и сосредоточенная сила составят
Сосредоточенная сила действующая на раму с заветренной стороны:
2.5 Учет геометрических несовершенств
Согласно п. 5.4 [6] при расчете железобетонных элементов и конструкций необходимо учитывать неблагоприятные эффекты от возможных отклонений в геометрии конструкций и в расположении нагрузок.
Несовершенства необходимо учитывать при проверке предельных состояний по несущей способности при постоянных и особых расчетных ситуациях.
Принимаем основное базовое значение геометрического несовершенства равным 0 = 1200.
Определяем значение понижающего коэффициента для длины
Поскольку полученное значение удовлетворяет условию принимаем .
Определяем значение понижающего коэффициента для количества элементов
Влияние геометрических несовершенств учитываем при составлении расчетной схемы рамы путем наклона стоек на угол тангенс которого равен i.
3 Статический расчет рамы на отдельные загружения и формирование сочетаний усилий для расчетных сечений колонн
Заполняетcя таблица исходных данных (таблица 4.4) и далее эти данные вводятся на компьютере в режиме диалога (система единиц: м мм кН МПа). Для проверки ввода формируется и распечатывается протокольный файл (таблица 4.5) с использованием рекомендаций [11].
Затем выполняется статический расчет рамы с определением усилий в расчетных сечениях рассчитываемой (крайней или средней) колонны (по заданию на курсовой проект) от отдельных нагружений (таблица 4.6).
Подбор армирования колонны выполняют по результатам расчета сечения расположенного на уровне верхнего обреза фундамента (сечение I-I).
Таблица 4.4 —Исходные данные для статического расчета поперечной рамы здания
Шифр расчета (2 латинские буквы иили цифры)
Фамилия и инициалы (латинским шрифтом)
Номер группы (8 цифровых поз.)
Размер пролета в осях L
Расстояние от обреза фундамента до низа стропильной конструкции
Величина геометрических несовершенств
Модуль упругости бетона колонн
Ширина и высота сечения крайней колонны
Ширина и высота сечения средней колонны
Нагрузка от собственного веса крайней колонны
Нагрузка от собственного веса средней колонны
Нагрузка на крайнюю колонну от собственного веса покрытия
Эксцентриситет ее приложения относительно оси колонны
Нагрузка от собственного веса крановых путей
Нагрузка от собственного веса парапетных панелей
Нагрузка от собственного веса стеновых панелей
Толщина стеновых панелей
Нагрузка на крайнюю колонну от веса снегового покрова
Сосредоточенная и распределенная активная нагрузка от давления ветра W qw
Сосредоточенная и распределенная пассивная нагрузка от давления ветра и qw’
Вертикальная крановая нагрузка Dmax и Dmin
Код колонны рассчитываемой по заданию на проект:
K — крайняя колонна S — средняя колонна
Сюда листик со статрасчетом+ таблицы после него 11 стр.!!!!!!
Расчет и конструирование колонн
Расчет и конструирование колонн ОПЗ
1. Основные данные для расчета
Высота колонны от низа стропильных конструкций до обреза фундамента
H = 96 + 015 = 975 м размеры поперечного сечения bxh = 400 x 600 мм.
Согласно [табл. П.9] принимаем коэффициент расчетной длины средней
колонны равным 1.2 тогда получим:
l0 = H = 12 975 = 1170 м.
Определяем гибкость колонны:
Для расчета принимаем:
Класс бетона: С3037.
Рабочая арматура класса: S500.
Расчетные характеристики бетона класса C3037:
– характеристическая прочность на осевое сжатие fck = 30МПа;
– расчетная прочность на осевое сжатие МПа;
– секущий модуль упругости Ecm = 33000 МПа;
– расчетный модуль .
Расчетные характеристики арматуры класса S500:
– характеристическая прочность на растяжение МПа;
– расчетная прочность арматуры на растяжение МПа;
– модуль упругости арматуры МПа.
Класс условий эксплуатации: XC1 (согласно заданию на курсовой проект).
Номинальная толщину защитного слоя равна:
cnom = cmin + cdev .
Минимальная толщина защитного слоя:
cminb= 25 мм – минимальная толщина из условия сцепления [6 табл.4.2]
при предварительно назначенном ø25;
Δcdurγ = 0 – дополнительный элемент надежности;
Δcdurst = 0 – уменьшение минимальной толщины при использовании нержавеющей стали;
Δcduradd = 0 – уменьшение минимальной толщины при использовании дополнительной защиты;
Δcdev = 10 мм– допустимое отклонение.
Таким образом : cnom = 25 + 10 = 35 мм;
Расстояние до центра тяжести стержней предварительно принимаем:
c=50 мм с учетом допустимого отклонения тогда рабочая высота сечения:
d= 600 – 50 = 550 мм.
Предельные значения коэффициента ползучести φ(50 t0) для неармированного бетона нормального веса (t=50лет) допускается определять пользуясь приведенными в таблице 4.1.2 данными.
При сечении колонны 400х600 мм приведенный размер равен:
Корректирующий коэффициент для бетона класса С3037 αcs = 067.
При нормально твердеющем цементе (N) относительной влажности воздуха RH=80% для бетона класса С3037 получаем предельные значения коэффициента ползучести φ(50 t0) = 1293.
В запас расчета принимаем эффективный коэффициент ползучести
φeff = φ(50 t0) = 1434.
2 Расчет площади продольной арматуры колонны и проверка несущей способности ее сечений
По результатам статического расчета составлены расчетные сочетания усилий приведенные в таблице 1.
Таблица 1 — Комбинации усилий в сечениях средней колонны
Расчетные усилия (кН кН·м)
Примечание.Номера загружений которые принятые в качестве доминирующих
в сочетаниях по формуле 6.10б выделены подчеркиванием
Анализ приведенных в таблице данных показал что наиболее нагруженным является сечение - колонны.
Расчет выполняем для следующих наиболее опасных сочетаний нагрузок:
Выбранные для расчета сочетания усилий выделены в таблице полужирным шрифтом.
Определяем минимальный процент арматуры S1 и S2 во внецентренно сжатых элементах при максимальном значении продольной силы
принимаем не менее 01 и не более 025.
Принимаем минимальный процент армирования
Площадь арматуры у каждой грани сечения должна быть не менее
Полученная площадь арматуры при расположении арматуры только по углам колонны должна обеспечиваться двумя стержнями. Исходя из этого принимаем диаметр стержня 20 мм. Армирование сжатой и растянутой зон принимаем одинаковым двумя стержнями по 20 мм.
Принимаем ориентировочно глубину заделки колонны равной 09 м. Тогда общая длина колонны составит
Ориентировочно расположение петель может быть назначено по данным табл. П.10. По этим данным принимаем расстояние от петли до торца равным
При транспортировании прокладки под колонны располагают на расстоянии от торцов колонны равном:
Характеристическое значение погонной нагрузки от собственного веса колонны
Тогда расчетное значение от собственного веса одного погонного метра колонны составит
При подъеме из формы и монтаже
При транспортировании
Расчетный изгибающий момент в месте расположения петель при подъеме из формы и монтаже составит
Расчетный изгибающий момент в месте расположения прокладок при транспортировании
Таким образом максимальный изгибающий момент в колонне от ее собственного веса в переходных ситуациях составил
Необходимое количество арматуры для восприятия этого момента допускается определять приближенно по формуле
Полученный результат оказался меньше чем при определении требуемой площади арматуры по конструктивным требованиям.
Принимаем армирование сжатой и растянутой зон одинаковым исходя из минимального диаметра стержня 20 мм.
Таким образом достаточно установить в сжатой и растянутой зонах по класса S500 ().
Расчет при первом сочетании нагрузки
(сечение -) при сочетании 1245;
Определим расчетные эксцентриситеты продольной силы для сечений у верхнего и нижнего концов колонн с учетом результатов статического расчета:
Для нижнего конца колонны (сечение -):
Для верхнего конца колонны (сечение -):
Тогда значения изгибающих моментов первого порядка составит соответственно (с учетом знака):
Относительное продольное усилие:
Отношение моментов с учетом эффектов первого порядка:
Поскольку условие выполняется учет влияния эффектов второго порядка не требуется и расчетный момент равен: Med=M02
Определим расчетные эксцентриситеты продольной силы для ее:
Выполним проверку несущей способности сечения колонны при выполненной арматуре
Поскольку выполняется условие можно сделать вывод что сечение колонны находится в области деформирования 1б.
Определим значение относительной высоты сжатой зоны
Определяем значения относительных деформаций в сжатой арматуре по формулам таблицы П.6 для области деформирования 1б.
Это означает что напряжения в сжатой арматуре не достигли расчётной прочности и есть необходимость уточнять высоту сжатой зоны.
Вычисляем расчётные коэффициенты:
Вычисляем предварительно промежуточные параметры:
Находим относительную высоту сжатой зоны:
Определяем значение относительных деформаций в сжатой арматуре по формулам таблицы П.6 для области деформирования 1б.
Находим значение напряжений в сжатой арматуре:
Определим величину изгибающего момента воспринимаемого сечением относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Поскольку несущая способность колонны при принятом армировании обеспечена.
Расчет при втором сочетании нагрузки
(сечение -) при сочетании 12467;
Принимаем исходя из предыдущего расчета армирование класса S500 (). Тогда полная площадь арматуры равна .
Значения параметров принимаем по результатам предыдущего расчёта.
Поскольку условие выполняется учет влияния эффектов второго порядка не требуется.
Поскольку выполняется условие можно сделать вывод что сечение колонны находится в области деформирования 2.
Определяем значения относительных деформаций в сжатой арматуре по формулам таблицы П.6 для области деформирования 2.
Поскольку полученное значение больше значения деформаций напряжения в сжатой арматуре достигли расчетной прочности и нет необходимости уточнять высоту сжатой зоны.
Определяем величину изгибающего момента воспринимаемого сечением относительного центра тяжести растянутой арматуры:
Расчет при третьем сочетании нагрузки
(сечение -) при сочетании 145;
Значения параметров и принимаем по результатам предыдущего расчёта.
Поскольку условие выполняется учет влияния эффектов второго порядка не требуется и расчетный момент равен:
Поскольку полученное значение оказалось меньше значения деформаций т.е. напряжения в сжатой арматуре не достигли расчетной прочности для проверки несущей способности сечения необходимо уточнить положение нейтральной оси колонны.
Вычисляем значение коэффициентов:
Определяем значение относительного изгибающего момента
Таким образом окончательно принимаем армирование (2 класса S500).
3 Конструирование колонны
Определим длину анкеровки продольной арматуры в фундаменте.
Определяем расчетное значение предельного напряжения сцепления
где - коэффициент учитывающий влияние положения стержней при бетонировании;
- коэффициент учитывающий влияние диаметра стержня;
-расчетное значение предела прочности бетона при растяжении.
Для бетона класса С3037 оно составит:
Тогда расчетное значение предельного напряжения сцепления составит:
Определяем значение базовой длинны анкеровки арматуры класса S500:
Минимальная длина анкеровки в сжатом бетоне
Длина анкеровки сжатой продольной рабочей арматуры колонны в сжатом бетоне:
Принимаем длину заделки колонны в фундамент равной 750 мм. Тогда полная длина колонны составит: 9750+750=10500 мм.
Колонна армируется сварным пространственным каркасом. Диаметр продольных стержней принят 20мм (рис.1).
Диаметр стержней поперечной арматуры в каркасе должен быть не менее
Определяем шаг поперечных стержней:
Принимаем шаг поперечных стержней 300 мм.
Рис. 1. Вариант размещения продольной арматуры в сечении крайней колонны
Расчёт и конструирование железобетонных фундаментов
1 Исходные данные характеристики материалов определение глубины заложения фундамента и габаритов его стаканной части
Выполняем расчет и конструирование фундамента под среднюю колонну с размерами bc x hc= 400 x 600 мм.
Верхний обрез фундамента расположен на отметке -015 м.
Расчетное сопротивление грунта основания принято по заданию равным R0 = 320 КПа. Средний удельный вес материала фундамента и грунта на нем принят равным γm=20 КНм3.
Фундамент расположен ниже уровня земли поверхность бетона фундамента длительно контактирует с водой может постоянно находиться во влажном состоянии. При отсутствии в грунтовых водах агрессивных воздействий класс по условиям эксплуатации может быть принят XC2. Исходя из этого класса для фундамента принимаем бетон класса С2530.
Для бетона класса С2530:
—характеристическая прочность на сжатие ;
—расчетная прочность на сжатие ;
—расчетная прочность на растяжение ;
Продольное армирование колонны 4
S500 (fyd = 435 МПа).
Исходя из расчета длины анкеровки продольной арматуры колонны в сжатом бетоне колонна должна быть заделана в стакане фундамента на 750 мм.
Нормативная глубина сезонного промерзания грунта для города Бобруйска составляет dfn =129 м;
Тогда расчетная глубина сезонного промерзания:
где kn — коэффициент учитывающий тепловой режим грунтов (для здания без подвала и с полами на грунте kn = 06).
Требуемая высота фундамента из условия промерзания грунтов основания:
где 015 — отметка верха фундамента относительно уровня чистого пола в метрах.
Глубина заделки колонны исходя из обеспечения жесткого соединения:
Принимаем глубину заделки колонны в фундамент равной l = 800мм. Принимаем глубину стакана 750+ 50 мм =800 мм.
Минимальная толщина дна стакана hd = 200 мм.
Тогда общая высота фундамента составит hf = 800 + 200 = 1000 мм.
Поскольку основные габаритные размеры фундамента должны быть кратными 300 мм принимаем полную высоту фундамента равной hf = 1200 мм что более требуемой из условия промерзания грунтов основания (624 мм).
Тогда глубина заложения фундамента в грунте составит
d = 1200 + 150 мм = 1350 мм.
Толщина дна стакана при этом составит 1200 – 750 = 450 мм.
Минимальная толщина стенки стакана = 200 мм.
Высота поперечного сечения подколонника составит:
где hc — высота сечения колонны.
Определим ширину поперечного сечения подколонника:
Принимаем подколонник с размерами bp×hp = 1200×1200 мм (размеры кратны 300). Тогда толщина стенок стакана составит в плоскости действия момента = 225 мм а в перпендикулярной плоскости = 325 мм.
2 Определение нагрузок для расчета фундамента
Для проектирования внецентренно нагруженного фундамента приняты следующие исходные данные полученные по результам расчета каркаса [5] и колонны [6] согласно таблице А1.2(В) [1]. Дополнительно аналогичным образом были по результатам статического расчета определены исходные данные согласно таблице А1.2(С) [1]. Отличие вычислений по таблице А1.2(С) [1] состоит в применении других значений коэффициентов по нагрузке (для постоянной нагрузки принято значение коэффициента γGsup = 10 а для всех переменных нагрузок принято значение коэффициента γQi = 130.
Таблица 1.1 — Комбинации усилий для расчета фундамента средней колонны (в уровне верхнего обреза фундамента) по таблице А1.2(В) [1]
Расчётные усилия (кН кНм)
Примечание. Номера загружений которые принятые в качестве доминирующих в сочетаниях по формуле 6.10b выделены подчеркиванием
Таблица 1.2 — Комбинации усилий для расчета основания фундамента средней колонны по таблице А1.2(С) [1]
Таблица 1.3 — Комбинации усилий в уровне подошвы фундамента для его расчета и расчета основания фундамента под крайнюю колонну
Усилия в сечении I-I (у обреза фундамента)
Изгибающий момент от горизонтальной силы
Усилия на уровне подошвы
По таблице А1.2(С) Расчетные усилия* для расчета оснований по деформациям с коэффициентами
γGsup = 100; γQ1 = 130
По таблице А1.2(B) Расчетные усилия* для расчета элементов фундамента на прочность с коэффициентами
γQ1 = 150 (снег и ветер);
* Усилия определяются из основных сочетаний (формулы 6.10 6.10а 6.10b [1]) с соответствующими коэффициентами. 1 — знак при VEdI–I принят из-за правила знаков в статическом расчете; hf = 12 м.
3 Определение размеров плитной части фундамента
Расчет ведем по усилиям входящих в комбинации № 1–№ 4 (см. таблицу 2.4) методом последовательных приближений.
Предварительно определяем площадь подошвы фундамента:
—по максимальной продольной силе (NEd = 92175 кН);
—от нагрузки веса фундамента и грунта на его уступах
где d = 135 м — глубина заложения фундамента
Примем соотношение сторон В L = 075.
Принимаем фундамент (рисунок 2.2) с размерами В×L =18×24 м которые кратны 300 мм. Соотношение сторон ВL = 075 что находится в рекомендуемых пределах 06 09.
Рисунок 1.2 — Конструкция и основные размеры фундамента
4 Проверка несущей способности основания
Фактическая площадь подошвы фундамента равна . Момент сопротивления подошвы фундамента:
Проверку принятых размеров подошвы фундамента производим по условиям. Проверяем напряжения для трех комбинаций усилий № 2 3 4 с максимальными значениями М и N.
Для комбинации № 2: МЕd = 11605 кНм NЕd = 64720 кН.
Давление на грунт при вцентренном загружении определяем:
— условие выполняется.
Давление на грунт при внецентренном загружении определяем:
Проверяем возможность отрыва подошвы фундамента от основания:
— условие выполняется эпюра напряжений трапецеидальная.
Для комбинации № 3: МЕd = 7804 кНм NЕd =92175 кН.
Давление на грунт при вцентренном загружении определяем по формуле:
Для комбинации № 4: МЕd =10626кНм NЕd = 59032 кН.
Давление на грунт при внецентренном загружениии определяем:
5 Определение напряжений под подошвой фундамента
Расчёт будем проводить по комбинациям нагрузок № 6 7 8 согласно таблице 2.4.
Для комбинации № 6: МЕd = 13583 кНм NЕd =84139 кН.
Давление на грунт при центральном загружении определяем по формуле.
Для комбинации № 7: МЕd = 9305 кНм NЕd =117408 кН.
Для комбинации № 8: МЕd = 7992 кНм NЕd =59032 кН.
Для расчетов принимаем комбинацию усилий № 7 с наибольшим значением pмах= кПа.
6 Определение площади конструирование арматуры плиты фундамента
Под действием площади давления грунта p ступени фундамента работают на изгиб как консоли защемленные в теле фундамента.
Изгибающие моменты определяемые по граням уступов в продольном (х) направлении:
и момент от среднего давления под плитой в поперечном (y) направлении:
Расчет в продольном направлении вдоль оси X:
- сечение 1x-1x по грани подколонника вылет нижней ступени
принимаем толщину защитного слоя равной с = 55 мм (при бетонной подготовке 100 мм);
принимаем предполагаемый диаметр арматуры 12 мм определяем рабочую высоту сечения
P1 определяем по линейной интерполяции:
Расчет площади арматуры выполняем принимая значение относительного плеча внутренней пары сил = 09;
Рисунок 1.3 — К расчету армирования подошвы фундамента
— сечение 2х–2х по грани колонны вылет ступени L2x = 090 м.
Из сопоставления полученных результатов расчета — процент армирования по расчету больше минимального. Армирование подошвы фундамента производим исходя из .
Принимаем арматуру параллельную большей стороне подошвы фундамента (вдоль оси X) с шагом 200 мм ().
Расчет в продольном направлении вдоль оси Y:
— сечение 1у-1у по грани подколоннника вылет нижней ступени L1у = 03 м.
Стержни этого направления будут в верхнем ряду сетки поэтому рабочая высота равна
— сечение 2y-2y (по грани колонны) вылет ступени L2y = 07 м.
Принимаем арматуру параллельную большей стороне подошвы фундамента (вдоль оси Y) с шагом 200 мм ().
Рисунок 1.4 — Сетка для армирования плитной части фундамента
7 Расчет плитной части фундамента на продавливание
При проверке сопротивления плиты фундамента продавливанию должны быть рассмотрены следующие случаи:
—продавливания плиты фундамента колонной при высоте пирамиды продавливания равной расстоянию от торца колонны до арматуры плиты;
—продавливание плиты фундамента подколонником при высоте пирамиды продавливания равной расстоянию от верха плиты до арматуры плиты.
Случай продавливания плитной части фундамента колонной
Сопротивление местному срезу (продавливанию) плиты фундамента колонной необходимо поверять для контрольных периметров расположенных в пределах 15d от края колонны но менее 05d. Расчеты рекомендуется выполнять с изменением расстояния от края колонны до критического периметра с шагом 05d.
Торец колоны отстоит от низа фундамента на ht =450 мм. Тогда рабочие высоты пирамиды продавливания составят
Положение контрольного периметра следует определять для среднего значения рабочей высоты сечения d = (dx + dy)2 = (389 + 377)2=383 мм.
Минимальное расстояние от грани колонны до края плиты фундамента составляет 700 мм (в направлении у). Крайний стержень сетки отстоит от края плиты фундамента на 100 мм. Тогда расстояние от грани колонны до этого стержня составляет 600 мм. Таким образом замкнутый контрольный периметр может располагаться на расстоянии не более 600 мм что составляет 600383 = 1567d. Это означает что наибольший первый контрольный периметр при продавливании колонной может быть принят на расстоянии от грани колонны d = 383 мм. В связи с этим расчеты следует выполнять для контрольных периметров а =15 d и a = 05d.
Выполняем расчет для контрольного периметра расположенного на расстоянии a =15 d =5745 мм.
Длина контрольного периметра
Площадь в пределах контрольного периметра
Среднее давление грунта под подошвой за вычетом собственного веса фундамента (по комбинации усилий №7) составляет
Продавливающая сила вызванная давлением грунта на подошву фундамента вне расчетной (критической) площади]:
Размер контрольного периметра в плоскости изгиба равен
Изгибающий момент (по комбинации усилий № 7) (принимается по абсолютному значению).
Максимальное расчетное напряжение при местном срезе для нагрузки приложенной с эксцентриситетом определяем
Коэффициент продольного армирования в направлении оси X
и в направлении оси Y
Расчетный коэффициент армирования
Коэффициент определение
Расчетное значение сопротивления продавливания определяют из условия
Минимальное значение сопротивления продавливанию определяются из пояснения к условию
Поскольку сопротивление плиты фундамента продавливанию по периметру а=15d обеспечено.
Выполняем расчет для контрольного периметра расположенного на расстоянии a=d=383мм.
Длина контрольного периметра
Поскольку сопротивление плиты фундамента продавливанию по периметру а=d обеспечено.
Выполняем расчет для контрольного периметра расположенного на расстоянии a=05d=1915мм.
Поскольку сопротивление плиты фундамента продавливанию по периметру а=05d обеспечено.
Случай продавливания плиты фундамента подколонником
Сопротивление продавливанию плиты фундамента подколонником также необходимо определять для контрольного периметра расположенного в пределах от 05d до 2d от края подколонника.
Положение контрольного периметра следует определять для среднего зна- чения рабочей высоты сечения плиты d = (dx + dy)2 = (389 + 377)2 = 383 мм.
Минимальное расстояние от грани подколонника до края плиты фундамента составляет 300 мм (в направлении у). Крайний стержень сетки отстоит от края плиты фундамента на 100 мм. Тогда расстояние от грани подколонника до этого стержня составляет 200 мм. Таким образом замкнутый контрольный периметр может располагаться на расстоянии не более 200 мм что составляет 0522d. Это означает что наиболее удаленный контрольный периметр при продавливании плиты фундамента подколонником может быть принят на расстоянии от грани плиты 05d = 05·383 = 15 мм. В связи с этим расчет следует выполнять только для контрольного периметра a = 05d.
8 Расчет армирования стакана фундамента
Для стакана неблагоприятным будет сочетание №6 (с максимальным моментом и поперечной силой) со следующими усилиями:
MEd = -13583 кНм Ned = 84139 кН VEd = -1424 кН
При размере колонны hc = 600 мм и глубине заделки колонны в стакане
l = 750 мм получаем по формулам:
Определим необходимую горизонтальную арматуру в стакане по формуле:
В каждой стенке стаканапараллельной плоскости действия изгибающего моменты необходимо поставить армирование с площадью равной
72 = 2785 мм2. Принимаем 6 стержней 8 (302 мм2).
Поперечное (горизонтальное) армирование в виде трех слоев наружного и внутреннего замкнутых хомутов из арматуры 8 мм размещаем в верхней части стакана по длине 02 lk = 150 мм в зоне действия F1. При этом на первый из этих слоев устанавливаем на расстоянии 50 мм от верхнего обреза фундамента а последущие с шагом 50 мм. Наружные хомуты расположены на расстоянии 50 мм от наружнего контура подколонника а внутренние на расстоянии 50 мм от внутреннего контура стакана фундамента
Определяем по формуле усилие вызывающее разрыв задней попе- речной стенки стакана
где плечо сил z определяется как расстояние между центрами стенок стакана по его низу z = hc +2·50 +300 =1000 мм.
Количество арматуры в стенке стакана соосной с растянутой гранью колонны дожно быть не меньше соответствующей арматуры в колонне
либо расчетным значением. Поэтому для армирования «растянутой» стенки стакана принимаем 10 14 (1540 мм2) в виде пяти петель П1.
Противоположную стенку армируем симметрично.
Армирование в стенках параллельных изгибающему моменту назначаем конструктивно 12 8 (по три петли П2 в каждой стенке).

граф часть.dwg

Схема расположения элементов каркаса М(1:400)
слоя изолирующего материала "Кровляэласт
Утеплитель минеральная вата-140 мм
слой оклеечной пароизоляции -3 мм
Цементно-песчаная стяжка М100 -40 мм
Сборная ребристая плита покрытия -350 мм
Цементно-песчаный раствор -30 мм
Бетон класса СS8#10; -100 мм
Подсыпка из щебня-100 мм
Ребристая плита перекрытия П1
Закладная деталь МН18
Схема армирования K2
Подготовка бетонная С810
Каркас одноэтажного промышленного здания
Спецификация элементов плиты K2
Примечание: 1. Сборные железобетонные конструкции (плита и колонна) дополнительно к расчету в постоянной ситуации (стадии эксплуатации) рассчитаны в переходных ситуациях (стадии подъема из формы
транспортирования и монтажа) от совместного действия усилий обжатия и от собственного веса конструкций. 2. При расчете элементов сборных конструкций для переходных расчетных ситуаций нагрузки от веса элемента определены с коэффициентом динамичности
- при транспортировании; 1
- при подъеме и монтаже. При этом частный коэффициент при определении нагрузки от веса элемента принят равным 1
3. Монтажные петли должны изготовляться из гладкой арматуры класса S240 СТБ 1704-2012 марок СтЗсп и СтЗпс. Не допускается применять сталь марки СтЗпс для монтажных петель
предназначенных для подъема плит при температуре ниже минус 40°С. 4. Класс экспозиции бетона колонны ХС1. Номинальная толщина защитного слоя бетона для арматуры колонны - 15 мм. 5. Для изготовления колонны используется бетон тяжелый класса С2530
подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. 6. Класс экспозиции бетона фундаментов ХС2. Номинальная толщина защитного слоя бетона для арматуры 25 мм. 7. Для изготовления фундамента используется бетон тяжелый класса С2530. Толщина защитного слоя бетона фундаментов принята при наличии бетонной подготовки - 45мм. 8.смотреть совместно с листом 1.
ø20 S500 СТБ1704-2012 l=10500
ø6 S500 СТБ1704-2012 l=370
ø12S500 СТБ1704-2012 l=370
ø6S500 СТБ1704-2012 l=370
ø6S500 СТБ1704-2012 l=580
Закладная деталь МН2-25
ø12S500 СТБ1704-2012 l=372
Закладная деталь МН-29
ø20S500 СТБ1704-2012 l=2200
ø12S500 СТБ1704-2012 l=2300
ø14S500 СТБ1704-2012 l=2900
ø10S500 СТБ1704-2012 l=3680
ø8S500 СТБ1704-2012 l=3570
ø8S500 СТБ1704-2012 l=4400
ø8S500 СТБ1704-2012 l=2800
-13; закладные детали МН29 и М2-25.
Спецификация элементов плиты П1
Примечания: 1. Чертежи разработаны на основании задания в соответсвии с действующим ТНПА: СН 1.03.01-2021
ТКП EN 1991-1-3-2009
ТКП EN 1992-1-1-2009*
ТКП 45-5.01-67-2007. 2. Класс надежности конструкций RC2. 3. Район строительства-г. Бобруйск. Абсолютная отметка над уровнем моря 149 м. Снеговой район - 1в. Характеристическое значение снеговой нагрузки на грунт 1
КНм2. Основное базовое значение скорости ветра - 21 мс. Пиковое значение скоростного напора - 0
5 кПа. 4. Класс экспозиции бетона плиты XC 1. Номинальная толщина защитного слоя бетона для напрягаемой арматуры плиты - 25 мм. 5. Для изготовления плиты используется бетон тяжелый класса С3037
подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. 6. В качестве напрягаемой арматуры плиты используются канаты EN 10138-3-Y1860S7-9-А по CТБ EN 10138-3-2009. 7. Способ натяжения канатов-механический на упоры. 8. Контролируемое усилие натяжения в одном канате EN 10138-3-Y1860S7-9-А - 66
КН. 9. Передаточная прочность бетона в момент отпуска натяжения 24 МПа. 10.смотреть совместно с листом 2.
Напрягаемая арматура
EN 101138-3-Y1860S7-9-A l=6140
ø6S500 СТБ1704-2012 l=2710
ø6S500 СТБ1704-2012 l=6110
ø4S500 СТБ1704-2012 l=340
ø4S500 СТБ1704-2012 l=6110
ø4S500 СТБ1704-2012 l=2880
ø4S500 СТБ1704-2012 l=120
ø12S500 СТБ1704-2012 l=2780
Закладная деталь МН1-1
ø12S240 СТБ1704-2012 l=650
ø12S240 СТБ1704-2012 l=660
ø16S240 СТБ1704-2012 l=1600
Расход стали на 1 м3 бетона
Технико-экономические показатели
Схема расположения элементов каркаса
ребристая плита перекрытия П1