Если у вас возникли сложности с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой - мы готовы помочь.
Предоплата всего
Подписываем
Введение
В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета, конструирования и компоновки железобетонных конструкций. Колонны каркаса сплошные. Конструкции покрытия: плиты ребристые, фермы с параллельными поясами.
В качестве основной несущей конструкции покрытия применяются железобетонные фермы с параллельными поясами пролетом 28 м с предварительно напряженным нижним растянутым поясом и первым нисходящим растянутым раскосом. Это выгодно, так как при малоуклонной кровле создаются возможности механизации производства кровельных работ что дает экономию материалов и снижает трудоемкость работ. В данном промышленном здание устройство фонарей не предусматривается—цех оборудован лампами дневного света.
Плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 2,8×8 м.
Цель курсового проекта— закрепление и углубление знаний полученных в процессе изучения курса «Железобетонные конструкции» и применение практических навыков в области расчета и конструирования несущих конструкций одноэтажного промышленного здания.
Исходные данные:
- пролет 28м;
- шаг колонн 8м;
- количество шагов – 9;
- высота до головки кранового рельса 11м;
- грузоподъёмность крана 20/5;
- несущая стропильная конструкция – ферма с параллельными поясами;
- сопротивление грунта 2,8МПа;
- район строительства г. Минск;
- схема поперечной рамы здания – двух пролетная.
1 Определение генеральных размеров поперечной рамы цеха
Компоновку поперечной рамы начинают с установления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса и расстоянием от головки кранового рельса до низа конструкций покрытия.
Принимаем высоту до головки подкранового рельса 11м.
Высота нижней части колонны
Н2 H’–(hпб+hр)+а1 (1.1)
где H’- высота до головки подкранового рельса.
hпб-высота подкрановой балки принимаем 1м
hр-высота подкранового рельса принимаем 0,12м
а1-расстояние от уровня пола до обреза фундамента 0,15м
Н2 11–(1+0,12)+0,15=10,03м
Окончательно принимаем 10,2м, что соответствует модулю кратности 0,6м.
Определяем высоту надкрановой части колонны
Н1=Нкр+(hпб+hр)+а2 (1.2)
где Нкр- высота мостового крана 2,4м
а2-зазор от крана до низа стропильных конструкций принимаем 0,1м
Н=4,2+8,4=12,6м. Н1=2,4+(1+0,12)+0,1=3,62м.Согласно модулю кратности принимаем Н1=4,2м
Высота колонны составляет
Н= Н1+Н2 (1.3)
Привязку крайних колонн к разбивочным осям принимаем 250мм.
Определяем размеры сечения колонн.
Для крайней колонны в подкрановой части должна составлять не менее 1/12Н2 т.е.
10,2/12=0,85м → принимаем высоту сечения h2=1м. Ширину сечения принимаем в=0,5м.
В надкрановой части из условия опирания балки принимаем h1=0,6м, в=0,5м.
Центральные колонны являются двух ветвевые со следующими размерами: высота одной ветви h=0,25 м, высота двух h2=1,2 м, ширину сечения принимаем в=0,5м.
Глубина заделки колонны:
Нз=0,5+0,33h2=0.5+0.33*1,2=0.896м≈0,9м.
Нз=1,5*b=1,5*0,5=0,75м
Принимаем наибольшее Нз=0,9м, тогда полная высота колонны равна:
Нп=Н1+Н2+Н3=4,2+10,2+0,84=15,3м.
Рисунок 1.1- Конструктивная схема поперечной рамы
2 Расчет предварительно напряженной плиты покрытия
Материалы плиты - бетон класса С25/30, в качестве напрягаемой арматуры применена арматура класса S1200, ненапрягаемая рабочая арматура полки класса S500, поперечные ребра – S500, поперечная арматура класса S240. Плита имеет размеры в плане 2,8х8 м.
Рисунок 2.1 -Общий вид плиты перекрытия
2.1 Расчет и конструирование полки
Таблица 2.1 – Нагрузки на полку плиты
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка кН/м² |
Коэффициент надёжности по нагрузке |
Расчётная нагрузка кН/м² |
|
Постоянная от веса: - рулонного покрытия - ц/п стяжки(20мм; =2000) - от утеплителя - от пароизоляции - от полки плиты |
0,15 0,4 0,4 0,05 0,625 |
1.35 1.35 1.35 1.35 1.35 |
0,2025 0,54 0,54 0,0675 0,84375 |
|
Всего от постоянной нагрузки: |
1,625 |
- |
2,194 |
|
Временная от снега: - длительная - кратковременная |
1,2 |
1.5 |
1,8 |
|
Полная: |
2,825 |
- |
3,994 |
Расчётную модель полки ребристой панели принимаем в виде одной ячёйки плиты с защемлениями по четырём сторонам в рёбрах с расчётными пролётами в свету межу рёбрами (lmax=2,55м; lmin=1,46м). Соотношение сторон:
(2.1)
Рисунок 2.2 – Расчётная модель полки
Плита при таком соотношении сторон имеет примерно такую же схему размещения, как и плита защемленная по контуру.
На этом основании рассматриваемую плиту можно армировать с одинаковой интенсивностью рабочей арматуры вдоль обоих пролётов, располагая арматуру по средине толщины плиты (h30м).
, ,
,
Основное уравнение равновесия
(2.2)
Рассчитаем момент в пролете по формуле:
(2.3)
Получаем:
Рабочая высота полки вычисляется по формуле:
(2.4)
Получаем:
Параметры рабочей арматуры определяем по следующему алгоритму:
а) Определим коэффициент высоты сжатой зоны:
(2.5)
где м = 0,85 - коэффициент условий работы бетона;
- расчетная прочность бетона С25/30.
Полученное значение м сравниваем со значением м,lim:
(2.6)
Где:
- расчетное сопротивление арматуры S500 (проволока).
Находим значение .
.
На ходим коэффициент :
(2.7)
Где: с0=1,947.
.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
(2.8)
-- на 1 м плиты.
Принимаем на всю полку 15 стержней 3 S500 c А s1 =106 мм2 с шагом S=180мм-продольные стержни. Арматуру с такими же параметрами располагаем в направлении второго пролёта по направлению перемещающихся условных полос: 453 S500 c А s1 =318 мм2 с шагом S=180мм . В обоих направлениях арматура является рабочей. Оба вида арматуры объединяем в арматурную сетку С-1 посредствам контактной точечной электронной сварки. Размещаем сетку по средине толщины полки по всей площади ребристой панели. Ширину и длину арматурной сетки принимаем с учётом необходимости обеспечения защитного слоя бетона по торцам стержней – по 10мм с каждой стороны :
(2.9)
(2.10)
На опорах:
Для анкеровки сетки в опорных сечениях полки устанавливаем сетки С-2 из 5 S500 с размерами ячеек 200×200, соединяемые с первой сеткой внахлестку.
2.2 Расчет поперечного ребра плиты
Поперечные ребра частично защемлены в продольных ребрах силой сопротивления кручению. Пренебрегая этим частичным сопротивлением, расчётную схему поперечного ребра принимаем в виде простой балки таврового профиля с шарнирными опорами и пролётом в свету между продольными рёбрами. Расчетная нагрузка на ребро состоит из нагрузки от полки плиты с грузовой площади 2550 мм и веса поперечного ребра. Треугольную нагрузку заменяем равномерно распределенной эквивалентной.
Рисунок 2.3 – Расчётная схема поперечного ребра
Определим величины погонных расчётных нагрузок на ребро:
- от собственного веса выступающей части ребра:
(2.11)
- от веса слоёв перекрытия и временной нагрузки:
(2.12)
б) Величина расчётного изгибающего момента по середине пролёта равна:
(2.13)
в) Определяем расчётную поперечную силу:
(2.14)
г) Ширину свесов полки определяем по формуле:
(2.15)
д) Расчётная величина сжатой полки равна:
(2.16)
е) При скошенных боковых гранях расчётную ширину ребра упрощенно принимают средней:
(2.17)
ж) Продольную рабочую арматуру определяем по формуле:
Принимаем 1ø12с Ast=1,131 см2 S500.
Рисунок 6.6 – Схема армирования поперечного ребра
2.2.1 Расчёт поперечного ребра по прочности наклонных сечений.
Для расчета находим поперечную силу, воспринимаемую железобетонным элементом:
, (2.18)
но не менее
. (2.19)
Где:
(2.20)
- коэффициент продольного армирования,
- напряжения в бетоне, вызванные наличием осевого усилия.
,
Площадь арматуры As1 = 113,1мм2. Учитывая это, получаем:
Поперечное усилие равно
Это означает, что нет необходимости в установке расчетного армирования, поэтому поперечное армирование устанавливаем по конструктивным соображениям.
Принимаем (СНБ 5.03.01-02), что соответствует Аsw=15,83мм2 .
Максимальный шаг поперечных стержней при данном принятом диаметре (при a=900):
=> принимаем S=180.
Сравниваем с максимальным шагом:
Принимаем в приопорной зоне (l/4) поперечное армирование 5 S240 с шагом S=100мм.
Принятую поперечную и рабочую арматуру объединяем в плоский каркас К-1 с помощью монтажного продольного стержня 6 S400, устанавливаемого в верхней зоне ребра контактной точечной сваркой.
2.3 Расчет продольного ребра
Расчётную схему ребристого ребра принимаем в виде простой балки таврового приведенного сечения с шарнирными опорами и пролётом между серединами опорных контактных площадок.
Расчётный пролёт равен:
(2.21)
Рисунок 6.7 - Схема армирования поперечного ребра
Таблица 2.2- Нагрузки на продольные ребра
|
Наименование нагрузки |
Нормативная, кПа |
Коэффициент по нагрузке |
Расчётная, кПа |
|
Постоянная -рулонное покрытие -ц/п стяжка (20мм,ρ=2000) - утеплитель - пароизоляция - ж/б плита (t=0.086;ρ=2.5т/м3) Итого постоянная: |
0,15 0,4 0,4 0,05 2,15 3,15 |
1,35 1,35 1,35 1,35 1,35 |
0,2025 0,54 0,54 0,0675 2,9025 4,2525 |
|
- кратковременная |
1,2 |
1,5 |
1,8 |
|
Полная |
4,35 |
6,0525 |
Ширина свесов полки включаемая в расчёт:
(2.22)
(2.23)
Ширина ребра:
(2.24)
Рабочая высота сечения:
Нагрузка на 1 погонный метр поперечного ребра плиты составит:
-- полная нормативная
-- полная расчетная нагрузка
Поперечная сила от полной расчетной нагрузки:
Максимальный изгибающий момент в середине пролета плиты:
Предварительное напряжение σ0,max=(0,5…0,9)·fрk следует назначить с учетом допустимых отклонений значения предварительного напряжения таким образом, чтобы для стержневой и проволочной арматуры выполнялось условия:
- предварительное напряжение назначаем σ0,max=0,7∙1200=840 МПа
σ0,max +р≤0,9·fрk, 840+74,5=914,5 <0,9·1200=1080 МПа.
σ0,max -р≥0,3·fрk, 840-74,5=765,5 >0,3·1200=360 МПа.
р=30+360/L, р=30+360/8,1=74,5
где L- длина натягиваемого стержня, м.
Коэффициент точности натяжения арматуры
где при электротермическом способе натяжения определяется по формуле
(2.25)
С учетом точности натяжения:
ξ=0,06
Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
(2.26)
где - характеристика сжатой зоны бетона,
(2.27)
kc – коэффициент принимаемый для тяжелого бетона 0,85
- напряжение в арматуре растянутой зоны
(2.28)
(2.29)
(2.30)
.
Если соблюдается условие , то расчетное сопротивление арматуры уменьшается на величину : 0,06<0,6939
для арматуры S1200 (2.31)
принимаем
где коэффициент принимаемый равным 1,1.
Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры
Принимаем
2.3.1 Расчёт продольного ребра по наклонному сечению
(2.32)
Для расчета находим поперечную силу, воспринимаемую железобетонным элементом без поперечного армирования.
,
Площадь арматуры As1 = 3,08мм2. Учитывая это, получаем:
В рассматриваемой зоне ,
т.к. условие не выполняется, то необходимо произвести расчет поперечной арматуры, предварительно определив значение Vrd,min, при этом должно выполняться условие:
принимаем .
для расчета площади арматуры далее принимаем усилие Vsd.
Определим длину, на которой следует установить расчетную поперечную арматуру, считая от оси опоры:
Задаемся углом наклона трещин ,.
(2.33)
где:
S – шаг поперечной арматуры.
- расчетное сопротивление поперечной арматуры S240.
Получаем:
Проверяем условия:
1) (2.34)
Получаем:
- условие выполняется
2)
Получаем:
- условие выполняется.
Принимаем в приопорной зоне aw=205мм поперечное армирование 6 S240 с шагом S=100мм.
Принятую поперечную и рабочую арматуру объединяем в плоский каркас К-2 с помощью монтажного продольного стержня 10 S400.
2.3.2 Определение геометрических характеристик приведённого сечения
Отношение модулей упругости для напрягаемой арматуры:
Отношение модулей упругости для ненапрягаемой арматуры:
Площадь приведенного сечения
(2.35)
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани:
(2.36)
где у - расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
.
Момент инерции приведённого сечения:
(2.37)
.
Момент сопротивления приведённого сечения относительно нижней грани:
, (2.37)
;
где - для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.
Момент сопротивления приведенного сечения относительно верхней его грани
2.3.3 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Первые потери(технологические):
-от релаксации напряжений в арматуре
-от температурного перепада (при )
-потери, вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры
(2.39)
где
Остальные виды потерь равны нулю.
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 после передачи усилия с арматуры на упоры:
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0, действующие непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно быть:
(2.40)
- условие выполняется.
Вторые потери (эксплуатационные):
-реологические потери
(2.41)
(2.42)
где σср- напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок, включая собственный вес
(2.43)
σср,0- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия
(2.44)
(2.45)
σрq,0/fpk= 61,1932/120=0,51, по таблице ∆σрr=1,5%, тогда ∆σрr=0,015·72=1,08 кН/см2.
εcs- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t>100 суток
εcs(t,t0)= εcs,d + εcs,a=-0,56·10-3-3,24375·10-5=-5,924375·10-4 (2.46)
где εcs,d-физическая часть усадки при испарении из бетона влаги (табл. 6.3/1/)
εcs,a-химическая часть усадки, обусловленная процессами твердения вяжущего
εcs,a=β· εcs,a∞=-0,865·3,75·10-5=-3,24375·10-5 (2.47)
β=1-exp(-0,2·t0.5)=1-exp(-0,2·1000.5)=0,865 (2.48)
εcs,a∞=-2,5(fck-10)·10-6=-3,75·10-5 (2.49)
Ф(t,t0)-коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток,
при h=2Ас/U=2·1010/ 149,3=13,53 см (по графику 6.1/1/)
(2.50)
Pm,t=148,588 кН<0,65·fpk·Ap=240,24 кН (2.51)
Pm,t=148,588 кН<P0-100·Ap=776412-3,08∙100=776104 кН (2.52)
2.3.4 Расчет плиты по образованию и раскрытию трещин ( по деформациям)
Расчет по образованию нормальных трещин проводим из условия:
(2.53)
где Мcd – момент внешних сил, для изгибаемых элементов принимается равным расчетному;
Мcr – момент трещинообразования.
Мcr=fctm·Wc+Pmt·zcp,
где Wc=Ic/y0=104751.9795/25.691=4077.38 см3- момент сопротивления бетонного сечения.
Мcr=4077,38∙2,6+148,588·22,691=12341,85 кН·см
Мcr=2721,3 кН·см > Msd=6097 кН·см, следовательно расчет по раскрытию трещин не нужен.
2.3.5 Расчет прогиба плиты
В соответствии с требованиями /1/ расчет железобетонных конструкций по деформациям следует произвести из условия:
(2.54)
где - прогиб железобетонной конструкции от действия вешней нагрузки, мм;
- предельно допустимый прогиб плиты, мм; принимаемый по СНиП 2.01.07
(2.55)
где - коэффициент, зависящий от схемы приложения нагрузки;
- коэффициент, зависящий от трассировки напрягаемого стержня; для стержней с прямолинейной осью трассы принимается 1/8;
- усилие предварительного обжатия принимаемый равным.
(2.56)
здесь - коэффициент, определяющий нижний предел значения усилия предварительного обжатия при расчетах по предельным состояниям второй группы, при натяжении на упоры принимаемый равным 0,9.
- изгибная жесткость элемента с трещинами, определяемая по формуле:
(2.57)
здесь - эффективный модуль упругости бетона, определяемый по формуле:
(2.58)
;
- момент инерция сечения с трещиной, определяемый по формуле:
; (2.59)
- момент инерция сечения без трещины, определяемый по формуле:
Высота сжатой зоны сечения без трещины, определяемая по формуле:
(2.60)
.
Высота сжатой зоны сечения с трещинами, определяемая по формуле:
(2.61)
- коэффициент приведения:
- коэффициент армирования сечения напрягаемой арматуры:
- коэффициент армирования сечения ненапрягаемой арматуры:
тогда
В формуле (2.57) отношение допускается принимать при изгибе
;
;
Согласно СНиП 2.01.07 .
- следовательно прогиб плиты не превышает предельного.
3 Расчет стропильной раскосной фермы с параллельными поясами
Конструктивное решение:
номинальный пролет фермы l=28,0 м,
расчетный пролет l0=28,0-2 • 0,15=27,7 м,
расстояние между фермами вдоль здания b=8,0 м,
высоту фермы принимаем hф= l0/10=27,7/10=2,77 м.
расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) назначаем 2,8 м. что обеспечивает передачу нагрузки от ребер настила покрытия шириной 2,8 м в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба.
Ферма изго товляется с монолитными поясами и закладной решеткой. Все элементы фермы выполняются прямоугольными в поперечном сечении и изготовляются из бетона класса С30/37 с пропариванием. Геометрическая схема фермы приведена на рисунке 3.1.
Рисунок 3.1- Расчетная схема фермы
3.1 Определение нагрузок на ферму
Нагрузки на ферму от покры тия на площади 1 м2 приведены в таблице 1.2;
Все нагрузки на ферму прикладываются в виде сосредоточенных грузов в местах опирания продольных ребер крупнопанельного настила. Собственный вес фермы для упрощения расчета учитывается в виде сосредоточенных грузов в уз лах верхнего пояса.
Узловая постоянная нагрузка на ферму:
Узловая временная нагрузка на ферму:
Таблица 3.1- Нагрузки, действующие на ферму
|
Наименование элементов |
Нормативная нагрузка, кПа |
Коэффициент надежности по нагрузке |
Расчетная нагрузка, кПа |
|
Постоянная: 1) от веса теплоизоляционного ковра и настила (см. таблицу 2.2) 2) От собственного веса фермы (160 /27,7∙8)=0,722 |
3,15 0,722 |
1,35 1,35 |
4,2525 0,97473 |
|
Итого |
gн=3,8722 |
g=5,22723 |
|
|
Временная нагрузка снеговая |
1,2 |
1,5 |
1,8 |
|
Полная |
5,072 |
7,02723 |
3.2 Определение усилий в элементах фермы
Упрощенный расчет предварительно напряженных железобетонных стропильных ферм обычно производится с учетом того, что в узлах имеются шарниры, которые обеспечива ют свободный поворот стержней при деформации. Каждый элемент фермы оста ется прямолинейным и находится под воздействием только продольных осевых сил. Усилия в элементах фермы определяем при помощи программы «Лира».
Таблица 3.2- Определение усилий в узлах фермы
|
Элементы фермы |
Номер стержня |
Длина стержня |
Усилия в стержнях ферм |
Расчетные усилия N, кН |
|
|
От постоянной нагрузки G=86,73 кН, Gser=117,09 |
От временной нагрузки P= 28,88кН, Pser=40,38кН |
||||
|
Нижний пояс |
1 |
5,45 |
526,905 |
181,44 |
708,345 |
|
2 |
5,6 |
1229,445 |
423,36 |
1652,805 |
|
|
3 |
5,6 |
1463,625 |
504 |
1967,625 |
|
|
Верхний пояс |
6 |
2,65 |
0 |
0 |
0 |
|
7 |
2,8 |
-936,72 |
-322,56 |
-1259,28 |
|
|
8 |
2,8 |
-936,72 |
-322,56 |
-1259,28 |
|
|
9 |
2,8 |
-1405,08 |
-483,84 |
-1888,92 |
|
|
10 |
2,8 |
-1405,08 |
-483,84 |
-1888,92 |
|
|
Стойки |
16 |
2,77 |
-58,56 |
-20,16 |
-78,72 |
|
17 |
2,77 |
-117,09 |
-40,32 |
-157,41 |
|
|
18 |
2,77 |
-117,09 |
-40,32 |
-157,41 |
|
|
Раскосы |
22 |
3,83 |
-745,156 |
-256,595 |
-1001,751 |
|
23 |
3,94 |
576,566 |
199,574 |
779,14 |
|
|
24 |
3,94 |
-413,976 |
-142,553 |
-556,529 |
|
|
25 |
3,94 |
248,385 |
85,532 |
333,917 |
|
|
26 |
3,94 |
-82,795 |
-28,511 |
-111,306 |
3.3 Расчет отдельных элементов решетки
3.3.1 Расчет нижнего пояса
Расчет выполняем по максимальному усилию в нижнем поясе Nsd=1967,625кН. Пояс принимаем сечением 250х250мм. Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле:
; (3.1)
где - коэффициент надежности по назначению здания;
Принимаем в качестве напрягаемой арматуры 4 стержня Æ25 мм с Аsp=19.63cм2 S1200; в качестве ненапрягаемой арматуры конструктивно принимаем 4Æ10мм S400 c As= 3.14см2 и поперечную арматуру 4Æ6мм S240 c As=1.13cм2.
Предварительное напряжение назначаем σ0,max=0,7∙1200=840 МПа
σ0,max +р≤0,9·fрk, 840+42,86=1022,86 <0,9·1200=1080 МПа.
σ0,max -р≥0,3·fрk, 840-42,86=937,14 >0,3·1200=360 МПа.
р=30+360/L, р=30+360/28=42,86мПа;
где L- длина натягиваемого стержня, м.
Коэффициент точности натяжения арматуры определяем по формуле ,
где при электротермическом способе натяжения определяется по формуле (2.25).
С учетом точности натяжения:
3.3.1.2 Определение геометрических характеристик приведенного сечения
Отношение модулей упругости для напрягаемой арматуры
Отношение модулей упругости для ненапрягаемой арматуры:
Площадь приведенного сечения вычисляем по формуле (2.35)
Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани (2.36).
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
.
Момент инерции приведённого сечения считаем по формуле (2.37):
Момент сопротивления приведённого сечения относительно нижней грани по формуле (2.37)
.
3.3.1.3 Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Первые потери(технологические):
-от релаксации напряжений в арматуре
-от температурного перепада (при )
-потери, вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры по (2.39)
где
Усилие предварительного напряжения с учетом потерь, реализованных к моменту обжатия бетона
Остальные виды потерь равны нулю.
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0 после передачи усилия с арматуры на упоры:
Усилие предварительного обжатия к моменту времени t=t0, действующие непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия на конструкцию должно удовлетворять условию(2.40)
- условие выполняется.
Эксплуатационные потери:
-реологические потери по (2.40) ;
где по формулам (2.41)… (2.51) соответственно:
σср- напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от практически постоянной комбинации нагрузок, включая собственный вес
(т.к. zcp=0) .
σср,0- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия
σрq,0/fpk= 57,8665/120=0,482, по таблице ∆σрr=1%, тогда ∆σрr=0,01·84=0,84 кН/см2.
εcs- ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту времени t>100 суток
εcs(t,t0)= εcs,d + εcs,a=-0,53·10-3-4,325·10-5=-5,6325·10-4
где εcs,d-физическая часть усадки при испарении из бетона влаги (табл. 6.3/1/)
εcs,a-химическая часть усадки, обусловленная процессами твердения вяжущего
εcs,a=β· εcs,a∞=-0,865·5·10-5=-4,325·10-5
β=1-exp(-0,2·t0.5)=1-exp(-0,2·1000.5)=0,865
εcs,a∞=-2,5(fck-10)·10-6=-3,75·10-5
Ф(t,t0)-коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100 суток,
при h=2Ас/U=2·625/ 100=12,5 см (по графику 6.1/1/)
Pm,t=1004.5 кН<0,65·fpk·Ap=1531.14 кН
Pm,t=1004.5 кН<P0-100·Ap=8078.55-19.63∙100=6115.55 кН
3.3.1.4 Расчет фермы по образованию и раскрытию трещин ( по деформациям)
Расчет трещиностойкости сечений, нормальных к продольной оси для центрально растянутых элементов, следует проводить из условия:
(3.2)
где Nsd – продольное растягивающие усилие ;
Ncr– усилие, воспринимаемое сечением, нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин;
Ncr=fctm·Ac, (3.3)
Ncr=0.29·625=181.25 кН·см
Ncr=181.25 кН·см <Nsd=1976.625 кН·см, следовательно необходим расчет по раскрытию трещин.
Необходимо проверить условие:
(3.4)
Ширину раскрытия трещин находим по формуле:
(3.5)
где β=1,3 – коэффициент, учитывающий отношение расчетной ширины раскрытия трещин к средней
εsm- средние относительные деформации арматуры
(3.6)
εs - относительные деформации арматуры в сечении с трещиной
(3.7)
(3.8)
Ψs- коэффициент, учитывающий неравномерность распределения относительных деформаций растянутой арматуры на участках между трещинами
(3.9)
Srm- среднее расстояние между трещинами
(3.10)
(3.11)
Тогда
3.3.2 Расчет верхнего пояса
Ведем его по наибольшему усилию Nsd=1888.92кН. Сечение верхнего пояса принимаем 250´250мм. Арматура класса S500. Пояс рассчитываем как центрально сжатый элемент. В этом случае расчетный эксцентриситет равен случайному (еtot=ea), а нчальный равен 0 (e0=0).
Случайный начальный эксцентриситет принимается большим из:
(3.12)
где - расстояние между точками закрепления элемента;
h - высота сечения элемента.
Принимаем эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения eа=20 мм.
Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле:
(3.13)
где - коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов, рассчитываемый по формуле:
(3.14)
здесь - расчетная длина элемента, определяемая по формуле:
(3.15)
- высота элемента в свету;
- коэффициент, учитывающий условия закрепления элементов.
Тогда
;
.
Принимаем 4Æ12мм S500 c As=4,52см2.
3.3.3 Расчет стойки
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=157,41кН. Стойки принимаем сечением 140´140мм. Арматура класса S400. Стойку рассчитываем как центрально сжатый элемент
Случайный начальный эксцентриситет принимается по формуле (3.12) большим из:
Принимаем эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения eа=20 мм.
Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле (3.13). - расчетная длина элемента, определяемая по формуле (3.15):
. (3.16)
;
.
Следовательно принимаем конструктивно 4Æ12мм S400 c As=4,52см2.
3.3.4 Расчет сжатых раскосов
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=-1001,751кН. Раскосы принимаем сечением 200´250мм. Арматура класса S500. Раскос рассчитываем как центрально сжатый элемент
Случайный начальный эксцентриситет принимается по формуле (3.12) большим из:
Принимаем эксцентриситет продольного усилия относительно центра тяжести сечения eа=20 мм.
Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле (3.13). - расчетная длина элемента, определяемая по формуле (3.15):
. (3.17)
;
.
Следовательно принимаем 4Æ25мм S500 c As=19,63см2.
3.3.5 Расчет растянутых раскосов
Расчет выполняем по максимальному усилию Nsd=333,917кН. Раскосы принимаем сечением 180´250мм. Арматура класса S400. Стойку рассчитываем как центрально сжатый элемент
Требуемую площадь рабочей арматуры рассчитываем по формуле (3.13). .
Следовательно принимаем 4Æ16мм S400 c As=8,04см2.
4 Статический расчет поперечной рамы
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания, временные от мостовых кранов и атмосферные воздействия снега, ветра.
На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько комбинаций их с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения. Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно, а затем составляют расчетную комбинацию усилий при невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно, если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции, но отличаются по длительности воздействия.
4.1 Постоянные нагрузки
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия, которое может быть тяжелым или легким, утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте применяется тип покрытия железобетонные плиты. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных элементов его значения, которых сведены в таблицу (2.2).
Расчётное опорное давление - от покрытия
; (4.1)
- от фермы
; (4.2)
где q – нагрузка от покрытия;
L – шаг колонн;
G – нагрузка от фермы;
Расчётная нагрузка от веса покрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания =0,95 нагрузка на крайнюю колонну.
F1=(Р1+Р2)*0,95 (4.3)
F1 =(476,28+99,58)0,95=547,067кН
На среднею колонну:
F1/ = 2F1 =2*547,067=1094,134кН
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая нагрузка колонну выше отметки 10.2м:
( 4.4)
где -вес 1м2 стеновых панелей
q- вес 1м2 остекления
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей предаваемая на фундаментную балку:
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок:
(4.5)
где q-вес подкрановой балки
Расчётная нагрузка от веса колонн:
Крайние колонны
- подкрановая часть:
- надкрановая часть:
Средняя колонна:
надкрановая часть:
подкрановая часть:
4.2 Временные нагрузки
4.2.2 Снеговая нагрузка
Расчетная погонная снеговая нагрузка на крайние колонны определяется по формуле:
Fs sо∙μ∙L∙а/2∙γn∙γf , (4.6)
где so — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемая в зависимости от района строительства. Для города Минска нормативное значение снеговой нагрузки so 1,2кПа;
μ — коэффициент, учитывающий конфигурацию покрытия; для расчета рамы принимается μ = 1;
γf — коэффициент надежности по нагрузке, γf = 1.5;
L — пролёт стропильных конструкций.
Определим расчетную снеговую нагрузку на крайнюю колонну
Fs 1,2∙1∙8∙28/2∙1,5∙0,95=172,368 кН
На среднею колонну:
Fs/ 2Fs 2∙172,368=344,736 кН
4.2.3 Ветровая нагрузка
Скоростной напор ветра для города Минска высотой до 10м от поверхности земли w0=300Н/м2; то же высотой до 20м при коэффициенте, учитывающем изменение скоростного напора по высоте k=1,25.
(4.7)
В соответствии с линейной интерполяцией нагрузка высоте 18м
То же на высоте 14,4м
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым, эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 14,4м.
(4.8)
При условии аэродинамический коэффициент
для наружных стен с наветренной стороны се =+0,8, с подветренной стороны се’= -0,5.
Расчётная равномерно распределённая ветровая нагрузка на колонны до
отметки 14,4м при коэффициенте надёжности по нагрузке =1,5:
(4.9)
- с наветренной стороны:
- с подветренной стороны:
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 14,4м:
(4.10)
4.2.4 Крановые нагрузки
Вес поднимаемого груза Q=200кН, пролёт крана Lк=28-2*0,75=26,5м, база крана грузоподъёмностью 20/5т, В=6,3м, расстояние между колёсами К=4,4м, вес тележки Gт=70кН, максимальное давление на колесо крана. .
(4.11)
Рисунок 4.1 Линия влияния давления на колонну
Расчётное максимальное давление на колесо крана
Fmax = Fmaxn* (4.12)
Fmax=175*1,5*0,95=313,5кН
Расчётное минимальное давление на колесо крана находим по формуле аналогичной (4.12).
Fmin =95*1,5*0,95=135,375кН
Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо:
(4.13)
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний
;
.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырех сближенных кранов с коэффициентом сочетаний
При торможении тележки крана на колонны рамы действует горизонтальная поперечная нагрузка. Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов равно:
.
4.3 Определение усилий в стойках рамы
Расчёт рамы выполняем с помощью компьютерной программы «Лира». В результате расчета мы получаем эпюры продольных, поперечных сил и моментов от действия постоянных и временных нагрузок. С полученные результаты сводим в таблицы.
Таблица 4.1-Усилия от постоянной нагрузки
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
95,737 |
0 |
-95,737 |
|
М2-2 |
72,691 |
0 |
-72,691 |
|
М3-3 |
25,633 |
0 |
-25,633 |
|
М4-4 |
-30,377 |
0 |
30,337 |
|
N1-1 |
-547,067 |
-1094,13 |
-547,067 |
|
N2-2 |
-547,067 |
-1094,13 |
-547,067 |
|
N3-3 |
-798,22 |
-1295,68 |
-798,22 |
|
N4-4 |
-798,22 |
-1295,68 |
-798,22 |
|
Q |
5,487 |
0 |
-5,487 |
Таблица 4.2- Снеговая нагрузка
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
30,164 |
0 |
-30,164 |
|
М2-2 |
30,767 |
0 |
-30,767 |
|
М3-3 |
-3,707 |
0 |
3,707 |
|
М4-4 |
-2,244 |
0 |
2,244 |
|
N |
-172,368 |
-344,736 |
-172,368 |
|
Q |
-0,143 |
0 |
0,143 |
Таблица 4.3 - Ветровая нагрузка слева
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
36,299 |
66,186 |
47,499 |
|
М3-3 |
36,299 |
66,186 |
47,499 |
|
М4-4 |
282,865 |
226,923 |
261,851 |
|
N |
0 |
0 |
0 |
|
Q3-3 |
-13,172 |
-15,759 |
-14,14 |
|
Q4-4 |
-35,174 |
-15,759 |
-27,89 |
Таблица 4.4 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Д макс на левой колонне
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
-112,96 |
97,935 |
15,026 |
|
М3-3 |
206,81 |
-109,188 |
15,026 |
|
М4-4 |
-67,523 |
128,653 |
51,517 |
|
N1-1=N2-2 |
0 |
0 |
0 |
|
N3-3=N4-4 |
-639,54 |
-276,165 |
0 |
|
Q3-3 |
26,895 |
-23,318 |
-3,578 |
|
Q4-4 |
26,895 |
-23,318 |
-3,578 |
Таблица 4.5 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Д макс на средней колонне
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
-100,842 |
146,417 |
-45,576 |
|
М3-3 |
37,238 |
-333,238 |
-45,576 |
|
М4-4 |
-207,662 |
22,347 |
-156,26 |
|
N1-1=N2-2 |
0 |
0 |
0 |
|
N3-3=N4-4 |
-276,165 |
-639,54 |
0 |
|
Q |
24,01 |
-34,861 |
10,851 |
Таблица 4.6 - Крановая нагрузка от четырёх кранов на средней колонне
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
-91,028 |
0 |
91,028 |
|
М3-3 |
136,402 |
0 |
-136,402 |
|
М4-4 |
-84,665 |
0 |
84,665 |
|
N3-3=N4-4 |
-454,86 |
-1053,36 |
-454,86 |
|
Q |
21,673 |
0 |
-21,673 |
Таблица 4.7 - Усилия в колоннах от крановой нагрузки Т
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
-15,602 |
18,789 |
18,787 |
|
М3-3 |
-15,602 |
18,789 |
18,787 |
|
М4-4 |
93,265 |
64,42 |
64,414 |
|
N |
0 |
0 |
0 |
|
Q |
-10,673 |
-4,474 |
-4,473 |
Таблица 4.8 - Тормозная сила на средней колонне
|
усилия |
По оси А |
По оси Б |
По оси В |
|
М1-1 |
0 |
0 |
0 |
|
М2-2 |
18,789 |
-15,604 |
18,789 |
|
М3-3 |
18,789 |
-15,604 |
18,789 |
|
М4-4 |
64,42 |
93,259 |
64,42 |
|
N4-4 |
0 |
0 |
0 |
|
Q |
-4,474 |
10,673 |
-4,474 |
Таблица 4.9 - Комбинация нагрузок и расчётные усилия в сечениях средней колонны
|
Нагрузка |
Номер загружения |
|
Сечения колонны |
||||||
|
Сеч 2 |
Сеч 3 |
Сеч 4 |
|||||||
|
M |
N |
M |
N |
M |
N |
V |
|||
|
Постоянная |
1 |
1 |
0 |
-1094,13 |
0 |
-1295,68 |
0 |
-1295,68 |
0 |
|
Снеговая |
2 |
1 |
0 |
-344,736 |
0 |
-344,736 |
0 |
-344,736 |
0 |
|
3 |
0,9 |
0 |
-310,2624 |
0 |
-310,2624 |
0 |
-310,262 |
0 |
|
|
От 2х кранов с Dмах на левой колонне |
4 |
1 |
97,935 |
0 |
-109,188 |
-276,165 |
128,653 |
-276,165 |
-23,318 |
|
5 |
0,9 |
88,1415 |
0 |
-98,2692 |
-248,5485 |
115,7877 |
-248,549 |
-20,9862 |
|
|
От 2х кранов с Dмах на средней колонне |
6 |
1 |
146,417 |
0 |
-333,238 |
-639,54 |
22,347 |
-639,54 |
-34,861 |
|
7 |
0,9 |
131,7753 |
0 |
-299,9142 |
-575,586 |
20,1123 |
-575,586 |
-31,3749 |
|
|
От 4х кранов с Dмах на средней колонне |
8 |
1 |
0 |
0 |
0 |
-1053,36 |
0 |
-1053,36 |
0 |
|
9 |
0,9 |
0 |
0 |
0 |
-948,024 |
0 |
-948,024 |
0 |
|
|
Тормозная Т на левой колонне |
10 |
1 |
18,789 |
0 |
18,789 |
0 |
64,42 |
0 |
-4,474 |
|
11 |
0,9 |
16,9101 |
0 |
16,9101 |
0 |
57,978 |
0 |
-4,0266 |
|
|
Тормозная Т на средней колонне |
12 |
1 |
-15,604 |
0 |
-15,604 |
0 |
93,259 |
0 |
10,673 |
|
13 |
0,9 |
-14,0436 |
0 |
-14,0436 |
0 |
83,9331 |
0 |
9,6057 |
|
|
Ветровая слева |
14 |
1 |
66,186 |
0 |
66,186 |
0 |
226,923 |
0 |
-15,759 |
|
15 |
0,9 |
59,5674 |
0 |
59,5674 |
0 |
204,2307 |
0 |
-14,1831 |
|
|
Ветровая справа |
16 |
1 |
-66,186 |
0 |
-66,186 |
0 |
-226,923 |
0 |
-15,759 |
|
17 |
0,9 |
-59,5674 |
0 |
-59,5674 |
0 |
-204,231 |
0 |
-14,1831 |
|
|
Сочетание при =1 |
|
|
1+6+12 |
1+14 |
1+14 |
||||
|
Мmах |
|
|
130,813 |
-1094,13 |
66,186 |
-1295,68 |
226,923 |
-1295,68 |
-15,759 |
|
|
|
|
1+16 |
1+6+12 |
1+16 |
||||
|
Мmin |
|
|
-66,186 |
-1094,13 |
-348,842 |
-1935,22 |
115,606 |
-1295,68 |
-15,759 |
|
|
|
|
1+2 |
1+8+12 |
1+8+12 |
||||
|
Nmax |
|
|
0 |
-1438,866 |
-15,604 |
-2349,04 |
93,259 |
-2349,04 |
10,673 |
|
Сочетание при =0.9 |
|
|
1+3+7+13+15 |
1+3+15 |
1+3+9+13+15 |
||||
|
Mmax |
|
|
177,2991 |
-1404,392 |
59,5674 |
-1605,942 |
288,1638 |
-2553,97 |
-4,5774 |
|
|
|
|
1+3+9+13+17 |
1+7+13+17 |
1+3+7+13+17 |
||||
|
Mmin |
|
|
-73,611 |
-1404,392 |
-373,5252 |
-1871,266 |
288,1638 |
-2553,97 |
-4,5774 |
|
|
|
|
1+3+7+13+15 |
1+3+9+13+15 |
1+3+9+13+15 |
||||
|
Nmax |
|
|
177,2991 |
-1404,392 |
45,5238 |
-2553,966 |
288,1638 |
-2553,97 |
-4,5774 |
5 Расчёт прочности сплошной колонны среднего ряда
Исходные данные для расчёта бетон тяжелый класса C25/30, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении, fcd = 16,67 МПа; Ecm=32·103 МПа, fctd =1,73 МПа. Продольная арматура класса S400, fyd = 365 МПа, Еs=2105 МПа. Поперечная арматура (хомуты) класса S240.
5.1 Надкрановая часть колонны
Размеры прямоугольного сечения: ширина b = 500 мм, высота h = 600 мм, с= с'= 40 мм, полезная высота d = h c = 600 40 = 560 мм.
Подбор арматуры производим по расчетным усилиям:
Mmax 130,813 кНм; N -1094,13 кН;
Mmin-73,611 кНм; N 1404,392 кН
Msd 177,2991 кНм; Nmax 1404,392 кНм
Усилия от длительно действующей нагрузки Ne = -1094,13 кН, Msd,e=0 кНм.
Радиус инерции сечения:
(5.1)
Расчетная длина надкрановой части колонны при учете крановой нагрузки ℓо = 2Нв 24,2=8,4 м;
- без учета крановой нагрузки ℓо = 2Нв 2,54,2=10,5 м.
Так как λ= ℓo / i 8400 / 173,2 = 48,497 > 14, необходимо учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.
Эксцентриситет продольной силы:
ес = M sd/N
eс =177,2991/1404,392=0,126 м.
Значение случайного эксцентриситета назначают равным наибольшим из :
1)
2)
3)
Принимаем еа=2 см.
Расчетный эксцентриситет е0=ес+еа=12,6+2=14,6 см.
Условная критическая сила равна:
(5.2)
Где 0,50,63 / 12 910-3 м4
klt 1 + ·M'ℓ / M' (5.3)
klt 1 + 1·284,44/542,44 1,5244<1+=1+1=2;
M'ℓ Mℓ + Nℓ(h / 2 с) (5.4)
M'ℓ 0+1094·(0,6/20,04)284,44 кН·м;
M’M+N(h/2с)
M'177,2991+1404,392(0,6/20,04)542,44 кН·м
0,05≤eeo / h0,146 / 0,60,336 > e.,min0,50,01(ℓo/h)0,01·fcd=0,50,01(8,4/0,6)0,01·16,67=0,193
принимаем e 0,336
еEs/Eс2105/321036,25;
Момент инерции:
Is=·b·h·(h/2-с)20,004·0,5·0,6·(0,6/2-0,04)2=8,121·10-5 м4
Коэффициент 1 / (1 N / Ncrit) 1 / (1 1404,392/7663,38895)1,22
etoteo
etot14,6·1,22=19,312 см.
Определим отношение - высоты сжатой зоны х1 к рабочей высоте d, по формуле (5.5), и сравним его с граничным значением , определенным по формуле (5.6).
(5.5)
(5.6)
;
где 0,85 0,008fcd 0,85 0,0081,667 0,717
Так как (случай больших эксцентриситетов), то площадь арматуры определяем по формуле:
(5.7)
Для =0,572 =0,225.
,
где - расчетный изгибающий момент.
Площадь сечения арматуры A sназначается по конструктивным соображениям. Согласно СНиП минимальный процент армирования = 0.2%
As 0.002bd 0,0025056 5,6 см2
Принимаем: 316 S400 с As 6,03 см 2
Расчетная длина из плоскости изгиба:
Lо = 1,5Нв= 1,54,2=6,3 м.
Радиус инерции сечения
Так как , то расчёт надкрановой части из плоскости изгиба не проводим.
5.2 Подкрановая часть колонны
Подкрановая часть колонны рассчитывается как однопролетная многоэтажная рама, ригелями которой служат короткие жесткие распорки, а стойками менее жесткие ветви колонн.
Размеры сечения: ширина b = 500 мм, высота h = 1200 мм, с=с'=40мм, h =250мм полезная высота
d = h с = 250 40 = 210 мм, с=950мм, s=10,2/4=2,55 м.
Наибольшие расчетные усилия в сечении 4-4:
Mmax288,1638 кН·м; N-2553,97 кН; Vsd=-4,5774 кН
Mе=0; Nе-1295,68 кН; Vе =0.
Расчетная длина подкрановой части колонны ℓо=1,5Н2=1,5·10,2 =15,3 м.
Приведенный радиус инерции сечения в плоскости изгиба определим по формуле:
(5.8)
Приведенная гибкость в плоскости изгиба
14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на несущую способность колонны.
Эксцентриситет продольной силы: eс =288,1638 /2553,97=0,113 м.
Условная критическая сила:
(5.8)
Mℓ‘0+1295,68(1,2/20,04)725,58 кН·м
M‘288,1638+2553,97(1,2/20,04)1718,387 кН·м
klt 1 + 1725,58 /1718,87 1,42<2.
0.05<e11.3/ 120=0,0942 e, min=0,50,011530 / 120 0,01·16.670,2058, принимаем e 0,24
(5.9)
Is=2·0,015·50·25·952/4=84609.375 см4
Коэффициентт 1 / (1 2553.97/26102.59)1,11.
Усилия в ветвях колонны N=(Nsd/2)Msd··/c (5.10)
N=(2553.97/2)288.1638·1,11/0,95:
В наружной ветви N=940.29 кН
В подкрановой ветви N=1613.68 кН
М=Vsd·s/4=4.5774·2,55/4=2.92 кН·м
ес=2.92 /1613.68=0,0018 м<1.
Значение случайного эксцентриситета назначают равным наибольшим из:
1)
2)
3)
Принимаем еа=4 см.
Расчетный эксцентриситет е0=(ес+еа)η=(0,18+4)1,11=4,6398 см.
где 0,85 0,008fcd 0,85 0,00816,67 0,717
Так как (случай малых эксцентриситет), то площадь арматуры определяем по формуле:
,
Принимаем по конструктивным соображениям: 316 S400 с As 6,03 см 2
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 диаметром 6мм с шагом s=300мм мм<20d=20·16=320 мм, в местах стыковки каркасов надкрановой и подкрановой частей колонны с шагом s=10d =160 мм.
5.3 Расчёт промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке
Mp=V·s/2
Mp=2,92·2=5,84 кН·м
Сечение распорки: В=500мм, h=400мм.
Сечение распорки армируем двойной симметричной арматурой :
(5.11)
Принимаем 35 S400 с А=0,589 см2.
Поперечная сила в распорке:
Vs,p=2Mp/c=2·5,84/0,95=12,295 кН (5.12)
Поперечная сила, которую может выдержать бетон без армирования
(5.13)
где
Так как
Поперечная арматура устанавливается конструктивно. Устанавливаем хомуты 6 S240 с шагом S=100 мм.
6 Расчет фундамента под колонну
Рассчитываем отдельно стоящий сборный фундамент стаканного типа под сборную двухветвевую колонну среднего ряда размерами сечения в подкрановой части 1200х500 мм.
Характеристики грунта по заданию Rо=280 кПа.
Материал фундамента бетон класса C12/15 fcd=8МПа, fctd=1.07МПа. Для рабочих стержней арматура S400, fyd=365МПа, для подъёмных петель S240, fyd=210МПа.
Нагрузки на фундамент.
В соответствии с приведенным расчетом, расчетные усилия от колонны действующие на уровне обреза фундамента; М=288,1638 кНм, N=-2553,97 кН, V =-4,5774 кН.
Нормативные усилия с учетом усредненного коэффициента надежности по нагрузке 1,15.
(6.1)
6.1 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубина заложения фундамента принимается исходя из конструктивных особенностей проектируемого здания и в зависимости от грунтовых условий. Кроме того, высоту фундамента назначают по условиям заделки колонны и анкеровке выпусков арматуры.
Глубина заделки двухветвевой колонны:
Глубина заделки из условия достаточной анкеровки арматуры
где d – диаметр арматуры колонны d=16мм
Тогда требуемая высота фундамента
где d=50 мм – зазор между колонной и дном стакана.
Принимаем высоту фундамента кратно 300 мм, h=1200 мм.
Глубина заложения фундамента
d=h+0,15=1,2+0,15=1,35м;
Принимаем трехступенчатый фундамент с высотой ступени 300 мм.
6.2 Определение размеров подошвы фундамента
Определим площадь фундамента по формуле
(6.2)
назначаем отношение сторон фундамента 0,8, тогда:
. Принимаем
Принимаем
Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций
(6.3)
также должны соблюдаться следующие условия
(6.4)
Краевые давления определяем по формуле:
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его уступах (6.5)
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента (6.6)
еo – эксцентриситет продольной силы
(6.7)
т.к. , то имеем трапециедальную эпюру давления грунта.
Условия выполняются, следовательно, принятые размеры фундамента достаточны.
6.3 Расчет фундамента по прочности
Расчет по пирамиде продавливания
Определяем рабочую высоту плитной части фундамента
(6.8)
где N-расчётное продольное усилие.
Р - отпор грунта
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на продавливание
(6.9)
где с - толщина защитного слоя
, что меньше принятых 300мм, то принятую высоту фундамента не изменяем.
6.4 Определение сечений арматуры фундамента
Расчетное давление грунта по подошве фундамента
(6.10)
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы фундамента
W – момент сопротивления подошвы фундамента
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки, нагруженной давлением грунта.
(6.11)
где -расчетное давление грунта
(6.12)
Для сечения 1-1
Для сечения 2-2
Для сечения 3-3
Для сечения 4-4
Требуемое сечение арматуры
(6.13)
Для сечения 1-1
Для сечения 2-2
Для сечения 3-3
Для сечения 4-4
Принимаем арматуру параллельно длинной стороне 2012 S400, Аs=22,62 см2 с шагом S=180мм.
Процент армирования
М=2262·100/(3550·1160)=0,055% > Mmin= 0,05%
Арматура, устанавливаемая параллельно меньшей стороне фундамента
Принимаем арматуру в направлении меньшей стороны фундамента 1612мм S400, Аs= 18,1см2 с шагом S=180мм.
Процент армирования
М=1810·100/(2850·1160)=0,055% > Mmin= 0,05%
6.5 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента. Рассматриваемое сечение 4-4 приводим к эквивалентному тавровому 1750х1050 мм. Толщина защитного слоя 60мм, b=b2-bc=1050-500=550мм, hf=(l2-l1)/2=(1750- 1200)/2=225мм, d=h-0,5-c=1750-0,5·12-60=1684мм.
Расчетные усилия в сечении Vl-Vl c учетом веса подколонника и части колонны в нем:
начальный эксцентриситет продольной силы
Расчетный эксцентриситет
Определяем положение нулевой линии сечении при внецентренном сжатии, т.к.
то нейтральная линия проходит в полке и сечение рассматриваем как прямоугольное.
Площадь сечения продольной арматуры
(6.14)
Принимаем с каждой стороны подколонника 612 S400 с As=679 мм2.
У длинных сторон подколонника продольное армирование 410 S400. Поперечную арматуру принимаем конструктивно.
Список литературы:
1. СНБ 5.03.01-02 Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования.- Мн., 2003
1. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.
2. Дрозд Я. И., Пастушков Г. П. Предварительно напряжённые железобетонные конструкции.
3. СНиП 2.03.0184 Строительные нормы и правила Ч. II. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции.
4. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия/Госстрой СССР. – М.: ЦИТП, Госстроя СССР, 1987.
5. Голышев Л.В. и др. проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие. 1990.-544 с. :ил.
6. Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций М.Стройиздат. 1989.
7. Бондаренко В.А. и др. Расчет железобетонных и каменных конструкций М.Высшая
PAGE 6
EMBED PBrush 