40557

Расчет и конструирование одноэтажного промышленного здания

Курсовая

Архитектура, проектирование и строительство

Расчёт прочности двухветвевой колонны крайнего ряда. Крайние и средние колонны проектируются сквозными двухветвевыми так как высота здания более 12м. Колонны имеют длину от обреза фундамента до верха подкрановой консоли Н1=14401514=128 м; от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции в соответствии с габаритом мостового крана согласно стандарту на мостовые краны высотой подкрановой балки рельса размером зазора Н2=1401501523 = 4 м. Высота колонны с высотой анкеровки Н3=Н09=16809=177 м.

Русский

2013-10-17

1.1 MB

29 чел.

Астраханский инженерно-строительный институт

                                                                                                                                                                 

Кафедра ″ Строительных

конструкций ″

Пояснительная записка

к курсовому проекту

         по дисциплине: «Железобетонные конструкции»

на тему: « Расчет и конструирование одноэтажного промышленного здания »

                                       Выполнила: ст.гр. ПГС-51-2

                                                              Коноплёва М.А.  

                                                     Проверила: преподав.  каф. СК

                                                                   Сковородникова Е.В.

Астрахань  2006   

Содержание

 Введение.

I.   Исходные данные.

II.  Компоновка поперечной рамы.

III.  Сбор нагрузок на поперечную раму.

IV.  Статический расчет.

V.   Расчёт прочности двухветвевой колонны крайнего ряда.

VI.  Расчёт фундамента под крайнюю двухветвевую колонну.

VII. Расчет решетчатой балки.

Список литературы.

                                      Введение

      В данном курсовом проект рассматривается расчёт пространственного одноэтажного промышленного здания, оборудованного мостовым краном, который позволяет учесть его пространственную работу. Расчёт производится на динамические нагрузки, влияющие на каркас здания. Также выбираем конструктивные меры, которые улучшают эксплутационные качества здания. 

Одноэтажное промышленное здание представляет собой пространственную конструкцию. Основной несущей конструкцией является поперечная рама, состоящая из колонн и ригеля. А также в состав здания входит подкрановые балки и арки покрытия.

На поперечную раму одноэтажного промышленного здания действуют  следующие нагрузки:

- постоянные: вес ограждающих и несущих конструкций;

    - временные: динамические (от пуска и торможения мостового крана и от пуска и торможения крановой тележки) и атмосферные (снеговая, ветровая, перепад температур). Временная нагрузка задается в зависимости от района строительства. Принимается по СНиПу “Нагрузки и воздействия”.

 

I.Исходные данные

Одноэтажное промышленное здание (ОПЗ), оборудованное мостовым краном грузоподъемностью (Q)  равная 5 т, имеет следующие геометрические характеристики: пролет l =24 м; длина здания К =144 м; шаг колонн а =12 м; уровень головок рельса Н =12 м. Нормативное сопротивление грунта R=0,26 МПа. Место строительства город Астрахань. Ригель покрытия – ферма с параллельными поясами. Схема пролетов ΙΙΙ.


II. Компоновка поперечной рамы

 

Компоновку поперечной рамы начинают с установления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Размеры по вертикали привязывают к отметке уровня пола, принимая ее нулевой. Размеры по горизонтали привязывают к продольным осям здания. Все размеры применяют в соответствии с основными положениями по унификации и другими нормативными документами.

Вертикальные размеры здания зависят от технологических условий производства. Подкрановые балки железобетонные предварительно напряженные высотой 1 м. Наружные стены панельные навесные, опирающиеся на опорные столики колонн, остекление также навесное, стены опираются на фундаментную балку. Крайние и средние колонны проектируются сквозными двухветвевыми, так как высота здания более 12м.

Отметка кранового рельса 14,4 м. Высота кранового рельса 150 мм.

Колонны имеют длину от обреза фундамента до верха подкрановой консоли Н1=14,4-0,15-1,4=12,8 м; от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции в соответствии с габаритом мостового крана, согласно стандарту на мостовые краны, высотой подкрановой балки, рельса, размером зазора Н2=1,4+0,15+0,15+2,3 = 4 м.

При этом полная длина Н=Н12=12,8+4=16,8 м.

Высота колонны с высотой анкеровки Н3=Н+0,9=16,8+0,9=17,7 м. Принимаем Н3=18 м (кратно 0,6).Пересчитываем и  принимаем Н2= Н-Н1-0,9=4,3 м.

Колонны крайнего ряда при шаге 12 м и кранах грузоподъемностью до 30т располагают с привязкой 250 мм, совмещая ось ряда с наружной гранью колонны.

Соединение колонн с балками выполняется путем сварки закладных деталей и в расчетной схеме поперечной рамы считается шарнирным.

Для крайней колонны в подкрановой части ширину сечения  принимаем b=500мм; высота принимаем h1=1000 мм. В надкрановой части ширина сечения b=500 мм, высота – h2=600 мм. Так как высота колонны больше 12м, крайняя колонна является сквозной. Тогда высота hв=25 см, с=22,5 см. Высота распорки hр=400 мм, hв=40 см.

Для средней колонны в подкрановой части ширина сечения  b=500 мм, принимаем; высота h1=1200 мм. В надкрановой части ширина сечения b=500 мм, высота – h2=600 мм Так как высота колонны больше 12м, средняя колонна также является сквозной. Тогда высота hв=25 см, с=47,5см. Высота распорки hр=1,6hв=400 мм.

Рис. 1 Компоновка сечений колонн

III. Сбор нагрузок на поперечную раму

На поперечную раму промышленного здания действуют постоянные нагрузки – от  веса ограждающих и несущих конструкций здания, временные  - атмосферные, а также технологические.  

Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению (γн=0,95).

Постоянная нагрузка

Постоянные нагрузки на ригель рамы обычно принимают равномерно распределенными по длине ригеля.

Нагрузки на 1 м2 кровли подсчитывается по таблице 1.

Таблица 1

Постоянная поверхностная распределенная нагрузка от покрытия

Состав покрытия

Нормат. нагрузка, кПа

Нормат. нагрузка, кН

Коэф.  перегрузки

Расчетная, кПа

1

2

3

4

5

Ж/б ребристые плиты покрытия 3х6м с учетом заливки швов

2,5

360

1,1

396

Обмазочная пароизоляция

0,05

7,2

1,2

8,6

Утеплитель

0,4

57,6

1,3

72,8

Ц/п стяжка δ=20 мм

0,36

51,8

1,3

65,4

Рулонный ковер

0,15

21,6

1,3

27,1

Итого

570

Расчетная нагрузка от веса покрытия с учетом коэффициента надежности по назначению здания γn=0,95:

на крайнюю колонну F1=[gfLпр/2+Gб/2] γn= (570+50,6)0,95=588,6 кН;

на среднюю F2=2 F1=1177 кН.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая на колонну выше отметки 9,65 м, F=(g1Σh+g2h)fγn=(2,5*6,4+0,4*2,4)*12*1,1*0,95=212,7 кН; то же передаваемая непосредственно на фундаментную балку, F=(2,5*8+0,4*4,8) *12*1,1*0,95 = 275 кН, где g1=2,5 кН/м2 – вес 1 м2 стеновых панелей; Σh – суммарная высота полос стеновых панелей ; g2=0,4 кН/ м2 – вес 1 м2 остекления; h – высота остекления.

Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок F=Gnγfγn=115*1,1*0,95=120,2 кН, где Gn=115 кН – вес подкрановой балки.

Расчетная нагрузка от веса колонн.

Крайние колонны:

надкрановая часть F=0,5*0,6*4,3*25*1,1*0,95=33,7 кН;

подкрановая часть F=[0,5*0,25*12,8*2+(0,9+0,4*5)*0,5(1-2*0,25)]1,1*0,95*25 = 102,4 кН.

Средние колонны соответственно:

надкрановая часть F=0,6*0,5*4,3*25*1,1*0,95=33,7кН;

подкрановая часть

F=[0,5*0,25*12,8*2+(0,9+0,4*5)*0,5(1,2-2*0,25)]1,1*0,95*25=110 кН.

     

Рис. 2.Схема расположения панелей.

Снеговая нагрузка

Вес снегового покрова на 1м2 площади горизонтальной проекции покрытия для I района, согласно главе СНиП «Нагрузки и воздействия», sn=0,5 кПа. Расчетную снеговую нагрузку рассчитываем по двум вариантам:

при μ=1, γf=1,4: на крайние колонны F=s0μa(L/2)γfγn=0,5*1*1,4*0,95*12*24/2=95,8 кН;

на средние колонны F= 2*95,8 =191,6 кН.

                               Крановые нагрузки

В соответствии со стандартами на мостовые краны принимаем Q=5т:

- максимальное нормативное давление колеса Pn=101 кН;

- общая масса крана Gкр=250 кН;

- масса тележки Gт=22 кН;

- ширина крана Вк=6,5 м;

- база крана Ак=5 м;

- минимальное давление колеса Рn,min=(Q+Gкр+Gт)/2 –Pn,max=79,5 кН.

Нормативная тормозная сила от торможения тележки крана, приходящиеся на одно колесо: Тn=(Q+Gт)/20*0,5γfγn=(89+22)/20*0,5*1,1*0,95=2,89 кН

Расчетное максимальное вертикальное давление кранов на колонны определяется по линиям влияния опорных реакций подкрановых балок. Рама-блок включает 2 колонны крайнего ряда – 2 по центру блока, при суммировании ординат получим общую линию влияния для шага колонн 12 м.

 

Рис. 3 Линия влияния давления на колонну

Сумма ординат линий влияния:

Σу=1+0,58+0,87+0,46=2,91

Расчетное max и min давление от крана с коэффициентом сочетаний γi=0,85:

Dmax= γiFmaxΣyγfγn=105,5*0,85*2,91=261 кН

Dmin=83,07*0,85*2,91=205,5 кН.

То же, от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний γi=0,7: 2Dmax=0,7*2*105,5*2,91=430 кН.

Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении: Т= γiТnΣy=0,85*2,89*2,91=7,15 кН.

Ветровая нагрузка

В связи с тем что скорость ветра достаточно резко меняется, эта нагрузка воздействует динамически. Давление ветра на высоте 10 м над поверхностью земли в открытой местности, называемое скоростным напором ветра gо, зависит от района строительства. Ветровая нагрузка меняется по высоте, но в нормах принято, что до высоты 10м от поверхности земли скоростной напор не меняется. Он принят за нормативный, а увеличение его при большей высоте учитывается коэффициентами k, разными при разной высоте.

Нормативный скоростной напор ветра по главе СНиП «Нагрузки и воздействие» для III района, w0 =0,38 кПа до 10 м от поверхности земли; то же , высотой до 20 м при коэффициенте, учитывающем изменение скоростного напора по высоте k=1,07, wn2=k*wn1=1,07*380=406 Н/м2 ;высотой до 30 м k=1,29 wn3=k*wn1=1,29*380=490 Н/м2  . В соответствии с линейной интерполяцией на высоте 21,6 м имеем:

wn4=wn2+[( wn3- wn2)/10](Нl-10)=406 +[(490-406)/10](21,6-20)=420 Н/м2; то же, на высоте 18 м:

wn4=380+((406-380)/10)(18-10)=406 Н/м2.

Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 18 м:

wn=153,4 Н/м2.

При условии Н/2l=24/2*24=0,5<0,5 значение аэродинамического коэффициента для наружных стен принято: с наветренной стороны с=+0,8, с подветренной с=-0,5.

Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 18 м при коэффициенте надежности по назначению γf=1,2:

с наветренной стороны v=wnfγn0.8=15,3*12*1,2*0,95*0,8=1679 Н/м;

с подветренной стороны v=153,4*12*1,2*0,95*0,5=1049 Н/м.

Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 18 м

w=[(wn4+ wn5)/2](Hl-H0) aγfγn(0,8+0,5)=

=30,3 кН.

 

IV. Статический расчет

Расчет рамы частично выполняется в компьютерной программе SHAPE, частично вручную при помощи метода перемещений. Для этого необходимо найти моменты от нагрузок:

- от постоянной: продольная сила F1=588,6 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом е0. При привязке 250 мм в верхней части е1=0,25+0,175-0,5h=0,125м и момент М1=588,6*0,125=73,6 кНм. В подкрановой части колонны кроме силы, приложенной с эксцентриситетом е2=(h1-h)/2=(1-0,6)/2=0,2 м, действуют: расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 30 см F=212,7 кН с е0=(0,3/2+1/2)=0,65 м; расчетная нагрузка от подкрановых балок F=120,2 кН с е3=λ+0,25-0,5h=0,5 м; расчетная нагрузка от надкрановой части колонны F=33,7 кН с е4=0,2м. Суммарное значение момента М2=-588,6*0,2-212,7*0,65+120,2*0,5-33,7*0,2=-202,6 кНм.

Рис. 5. Усилия от постоянной нагрузки

- от снеговой: определяем аналогично

М1= Fсн0=95,8*0,125=11,97 кНм, F2=95,8 кН,

М2=-95,8*0,2=-19,16 кНм.

Рис.6. Усилия от снеговой нагрузки

- от крановой вертикальной: определяем аналогично

Мmax=261*0,5=130,5 кНм;

Мmin=205,5*0,75=154,12 кНм.

при действии четырех кранов в одном створе: Мmin=154,12 кНм.

Рис.  Усилия от вертикальной крановой нагрузки

- от крановой горизонтальной: определяем при помощи метода перемещений.

Подвергаем основную систему единичному перемещению  Δ1=1 и вычисляем реакции верхнего конца двухветвевой колонны RΔ.

Для крайней колонны при числе панелей n=5:

α=а/l=4,3/18=0,24, где а=Н2=4,3 м, l=Н=18 м.

k=α3(J1/ J2-1)=0,243(352*104/90*104 -1)=0,04

где J1 =2bh(c/2)2=2*50*25*(75/2)2=352*104 (см4);

     J2 =50*603/12=90*104  (см4); J3=50*253/12=6,5*104 (см4).

   

Для средней колонны при числе панелей n=4:

α=а/l=4,3/18=0,24, где а=Н2=4,3 м, l=Н=18 м.

k=α3(J1/ J2-1)=0,243(564*104/90*104 -1)=0,073

где J1 =2bh(c/2)2=2*50*25*(95/2)2=564*104 (см4);

     J2 =50*603/12=90*104  (см4); J3=50*253/12=6,5*104 (см4).

Суммарная реакция r11=ΣRΔ=(2*1,6+2*2,3)*10-3 Еb=7,8*10-3 Еb.

Реакции верха двух колонн в основной системе:

R1  = -(3М2*(1-α2 )+3М1*(1+κ/α))/2*l*(1+ κ+ κ1) = -(3*202,6(1-0,242) +3* 73,6 *(1+0,04/0,24)) /2*18*(1+0,04+0,12) = -7,54 кН; R3=7,54,

 суммарная реакция R= - 7,54+7,54 =0 кН,

перемещение .

Упругая реакция крайней колонны Rе= R1+R1= - 7,54 кНм

Усилия в сечениях:

М10= RеН11hпб= 73,6-7,54*4,3 = 41,2 кНм

М12= 41,2-202,6= 161,4 кНм

М21= 73,6 -202,6-7,54*18 = -264,7 кНм

Продольные силы в крайней колонне :

N10 = 588,6+33,7 =622,3 кН,

N12 = 622,3+212,7+120,2 = 955,2 кН,

N21 = 955,2+102,4= 1057,6 кН,

Поперечная сила Q21 = -7,54 кН.

Составление таблицы расчетных усилий

При составлении таблицы рассматриваются три сечения колонны: на уровне верха консоли колонны; на уровне низа консоли колонны; в заделке. В каждом сечение колонны определяем три комбинации усилий: Мmax и соответствующие N, Q; Мmin и соответственные N, Q; Nmax и соответствующие М и Q.

При составлении таблицы в соответствии с главой СНиП «Нагрузки и воздействия» и нормами на проектирование железобетонных конструкций рассматривают две группы основных сочетаний нагрузок с различными коэффициентами условий работы бетона.


Таблица 2

Комбинация нагрузок и расчетные усилия в сечениях колонн

Нагрузка

Номер загруж.

Коэф. сочет.

Сечение колонны

1-0

1-2

2-1

М, кНм

N, кН

М, кНм

N, кН

М, кНм

N, кН

Q, кН

Постоянная

1

1

41,2

622,3

-161,4

955,2

-264,7

1057,6

-7,54

Снеговая

2

1

5,92

95,8

-13,23

95,8

11,97

95,8

-2,92

3

0,9

5,33

86,22

-11,91

86,22

10,77

86,22

-2,63

Крановая Ммах на левой колонне

4

1

-48,01

0

106,12

261

47,66

261

-11,16

5

0,9

-43,21

0

95,5

234,9

42,8

234,9

-10,04

Крановая Ммах на средней колонне

6

1

-43,52

0

89,97

205,5

34,66

205,5

-10,12

7

0,9

-39,17

0

78,27

184,9

31,19

184,95

-9,11

Крановая от двух кранов в одном створе

8

1

-48,21

0

105,91

353,7

7,66

353,7

-11,21

9

0,9

-43,39

0

95,32

318,3

6,89

318,3

-10,09

Крановая Т на левой колонне

10

1

±14,03

0

±14,03

0

±23,04

0

±3,26

11

0,9

±12,63

0

±12,63

0

±20,74

0

±2,93

Крановая Т на средней колонне

12

1

±3,62

0

±3,62

0

±43,8

0

±0,84

13

0,9

±3,26

0

±3,26

0

±39,4

0

±0,76

Ветровая

14

1

±150,78

0

±150,78

0

±958,2

0

±75,06

15

0,9

±135,7

0

±135,7

0

±862,4

0

±67,55

Основные сочетания нагрузок с учетом крановых и ветровых

Ммах

1,3,15

1,5,11,15

1,5,15

182,23

708,52

82,43

1190,1

640,5

1292,5

-85,13

Мmin

1,11,15

1,3,11,15

1,3,15

-107,13

622,3

-321,64

1041,42

-1116,33

1143,8

77,72

Nmax

1,3,15

1,5,11

1,3,5

182,33

708,52

78,53

1190,1

-211,13

1378,72

-20,21

То же, без учета крановых и ветровых

1+2

1+2

1+2

47,12

718,1

-174,63

1051

252,7

1153,4

10,46


V. Расчет прочности двухветвевой

колонны крайнего ряда

Данные для расчета сечения.  Бетон тяжелый класса B20,  Rb = 11,5 МПа;  Rbt = 0,9 МПа; Eb = 24000 МПа. Арматура класса А-III, d > 10 мм,  RS = RSC = 365 МПа, ES = 200000 МПа. Расчет ведется по двум сечениям.

Сечение на уровне верха консоли колонны. Сечение колонны bxh=50х60 см при а=а′=4 см; полезная высота сечения h0=56 см. В сечении действуют три комбинации расчетных усилий(см табл.).

Таблица 3.

Комбинации расчетных усилий

 Усилия

Первая

Вторая

Третья

 М, кНм

182,23

-107,13

47,12

 N, кН

708,52

622,3

718,1

 

Усилия от продолжительного действия нагрузки М=41,2 кНм; N=622,3 кН.

При расчете сечения на первую и вторую комбинации усилий расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом 1,1, так как в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки; на третью – с коэффициентом 0,9 (постоянная и снеговая).

Первая комбинация.

Определяем:  (м) (в комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка); есл=h/30=2см или есл=l0/600=1,4 см.

 (см);   (см);  необходимо учитывать влияния прогиба элемента на его прочность.

Определяем условную критическую силу:

;

где:   (кНм);

(кНм);

β=1 (тяжелый бетон); ;

вводим в расчет , при (первое приближение),

          (см4); .

.

Определяем коэффициент ;

расстояние (см). При условии, что , высота сжатой зоны: (см);

   Определяем относительную высоту сжатой зоны:.

Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

;

Здесь: ;  (МПа): ;       

Определяем площадь поперечного сечения арматуры:

;

(см2).

Площадь арматуры As=As назначаем по конструктивным соображениям, As=0,002bh0=0,002*50*56=5,6. Принимаю 316 AS = 6,03 (см2).

Расчет колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как: ;

   (м);   (см).

       

Вторая комбинация.

Определяем:  (м) (в комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка); есл=h/30=2см или есл=l0/600=1,4 см.

 (см);   (см);  необходимо учитывать влияния прогиба элемента на его прочность.

Определяем условную критическую силу:

  (кНм);

(кНм);

β=1 (тяжелый бетон); ;

вводим в расчет , при (первое приближение),

          (см4); .

.

Определяем коэффициент ;

   расстояние (см). При условии, что , высота сжатой зоны: (см);

   Определяем относительную высоту сжатой зоны:.

Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

;  (МПа):    ;       

Определяем площадь поперечного сечения арматуры:

(см2).

Площадь арматуры As=As назначаем по конструктивным соображениям, As=0,002bh0=0,002*50*56=5,6. Принимаю 316 AS = 6,03 (см2).

Расчет колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как: ;

  

Третья комбинация.

Определяем:  (м) (в комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка); есл=h/30=2см или есл=l0/600=1,4 см.

 (см);   (см);  

Определяем условную критическую силу:

           ;

(кНм);

(кНм);

β=1 (тяжелый бетон); ;

вводим в расчет , при (первое приближение),

         (см4); .

.

Определяем коэффициент ;

расстояние (см). При условии, что , высота сжатой зоны: (см);

   Определяем относительную высоту сжатой зоны:.

Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

;         

Здесь: ;  (МПа):;       

Определяем площадь поперечного сечения арматуры:

(см2).

Площадь арматуры As=As назначаем по конструктивным соображениям, As=0,002bh0=0,002*50*56=5,6. Принимаю 316 AS = 6,03 (см2).

Расчет колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как: ;

   (м);   (см).   

    

Сечение в заделке колонны. Высота всего сечения двухветвевой колонны 100 (см); сечение ветви b x h = 50 x 25 (см); h0 = 21 (см); расстояние между осями ветвей c = 75 (см); расстояние между осями распорок при 4 панелях  (м); высота сечения распорки 40 (см). В сечении действуют три комбинации расчетных усилий (см табл.).

Таблица 4.

Комбинации расчетных усилий

Усилия

Первая

Вторая

Третья

М, кНм

640,5

-1111,63

-211,13

N, кН

1292,5

1143,8

1378,72

Q, кН

-85,13

77,72

-20,21

Усилия от продолжительного действия нагрузки: M=264,7 (кНм); N=1057,6 (кН); Q = 7,54 (кН).

Определяем расчетную длину подкрановой части колонны при учете нагрузки от крана во всех комбинациях:

(м).

Определяем приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости изгиба:

2);

(м).

Определяем приведенную гибкость сечения:  > 14 – необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Первая комбинация.

есл=h/30=0,83 см  или  есл=l0/600=5,3 см. (см);

(кНм);

          (кНм);

;    ;

; ;

I=2(bh3/12+bh(c/2)2)= 2*(50*253/12+50*25(75/2)2)=36.458*105 (см4);

(см4);

Предварительно задаемся коэффициентом армирования:  (первое приближение);

Определяем коэффициент: .

Определяем усилия в ветвях колонны:

(кН);

(кН);  (кН).

Вычисляем:

(кНм);  (м) < ea=1 см;

(см).

Выполняем подбор сечения арматуры:

;

     

     Имеем расчетный случай ξ=1,19 > ξR=0,58. Армирование ветвей принимаем симметричное :

Принимаем 328 A-III  (см2).

Проверяем необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба.

Расчетная длина  (м),

          l 0/b=10,24/0,5=20,5 (м),      l 0/h=24,3/1=24,3 (м)

Так как  l 0/b <  l 0/h то расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.

 Вторая комбинация.

есл=h/30=0,83 см  или  есл=l0/600=5,3 см. (см);

(кНм);

          (кНм);

;    ;

; ;

I=2(bh3/12+bh(c/2)2)= 2*(50*253/12+50*25(75/2)2)=36.458*105 (см4);

(см4);

Предварительно задаемся коэффициентом армирования:  (первое приближение);

Определяем коэффициент: .

Определяем усилия в ветвях колонны:

(кН);

(кН);  (кН).

Вычисляем:

         (кНм);  (м) < ea=1 см;

       (см).

Выполняем подбор сечения арматуры:

;

     

     Имеем расчетный случай ξ=3,1 > ξR=0,58. Армирование ветвей принимаем симметричное :

 

Принимаем 228 A-III  (см2).

 

Третья комбинация.

есл=h/30=0,83 см  или  есл=l0/600=5,3 см. (см);

(кНм);

          (кНм);

;    ;

; ;

I=2(bh3/12+bh(c/2)2)= 2*(50*253/12+50*25(75/2)2)=36.458*105 (см4);

(см4);

Предварительно задаемся коэффициентом армирования:  (первое приближение);

Определяем коэффициент: .

Определяем усилия в ветвях колонны:

(кН);

(кН);  (кН).

Вычисляем:

         (кНм);  (м) < ea=1 см;

       (см).

Выполняем подбор сечения арматуры:

;

     

     Имеем расчетный случай ξ=3,6 > ξR=0,58. Армирование ветвей принимаем симметричное :

 

Принимаем 232 A-III  (см2).

Расчет промежуточной распорки. Изгибающий момент в распорке

(кНм).

Сечение распорки прямоугольное: b = 50 (см); h = 40 (см); h0 = 36 (см). Так как эпюра моментов двухзначная:

(см),

принимаем 214 A-III AS = 3,8 (см2).

Определяем поперечную силу в распорке:

(кН);

(кН);

Qs =φb1(1+ φn )*Rbt*b*h02 /c = 1,5*(1+0)*0,99*500*3602/900=106920= 107 кН

        с =сmax=2,5* h0=2.5*360=900 мм

        Qds=96,2 < 445,4     96,2<107

Конструктивно принимаем хомуты 6 A-I с шагом 150 мм.

Рис.7. Конструкция двухветвевой крайней колонны

VI. Расчет фундамента под крайнюю двухветвевую

колонну

 Данные для проектирования. Расчетное сопротивление грунта R0 = 0,26 (МПа); бетон тяжелый класса B12,5; Rbt = 0,66 (МПа); арматура из горячекатаной стали класса A-II, RS = 280 (МПа); вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах  (кН/м3).

Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию усилий: M=211,13 (кНм); N =1378,72(кН); Q=20,21(кН). Нормативное значения усилий определяем делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке . Mn = 183,6 (кНм); Nn = 1198,8 (кН); Qn = 17,6 (кН).

 Определение геометрических размеров фундамента.

Глубину стакана фундамента принимаем 90 см, что не менее значений:  (м); (м);  (см), где d – диаметр продольной арматуры колонны. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 250 (мм).  Полная высота фундамента H = 900 + 250 = 1200 (мм) принимаем  1200 (мм), что кратно 300 (мм). Определяем глубину заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 (мм) H1 = 1200 + 150 = 1350 (мм) = 1,35 (м). Принимаем фундамент трехступенчатым, высоту ступеней 40 (см).

Определяем предварительную площадь подошвы фундамента:

2),

где 1,05 – коэффициент, учитывающий наличие момента.

Назначаем отношение сторон b/a = 0,8; получаем  (м);  (м). Однако по конструктивным соображениям минимальным размеры подошвы фундамента принимаем а х b = 2,6 х 2,2 (м). Площадь подошвы фундамента A = 5,72 (м2).  Момент сопротивления W = (2,2*2,62)/6=2,47 (м3).

Так как заглубление фундамента меньше 2 м, ширина подошвы более 1 м, необходимо уточнить нормативное давление на грунт основания:

,

где к=0,125 для песчаных грунтов; b1=1; h1=2м; h=H1=1,35 м; b=2,2 м.

Пересчет площади подошвы фундамента не производим вследствие незначительного изменения нормативного давления R на грунт основания.

Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:

,

где h=1,2 м – высота сечения колонны; bcol=0,5 м – ширина сечения колонны;  (кН/м2);  (МПа):

(м),

следовательно, принятой высоты фундамента достаточно.

Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы:

(кНм).

Определяем нормативную нагрузку от веса фундамента и грунта на его обрезах   (кН). При условии, что:

(м);

(кН/м2);

  (кН/м2);

Расчет арматуры фундамента.

Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны a без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:

(кН/м2),

(кН/м2),

где  (кНм).

Определяем расчетные изгибающие моменты:

в сечении I-I

,

где  (м); ;

(кН/м2);

(кНм)

в сечении II-II

(кНм);

в сечении III-III

(кНм);

Определяем площадь сечения арматуры:

(см2);

(см2).

(см2).

Принимаем 910 A-II с AS =7,07  (см2). Процент армирования:

.

Арматура,  укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента, определяется по изгибающему моменту в сечении IV-IV:

(кН/м2);

(кНм);

(см2);

Принимаем 1012 A-II с AS = 11,31 (см2). Процент армирования:

.

Рис.8. Конструкция внецентренно- нагруженного фундамента

                                                                                                     

VII. Расчет стропильной фермы с параллельными поясами.

Данные для расчета: ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 24 м при шаге ферм 12 м. Напрягаемая арматура нижнего пояса из канатов класса К-7, диаметром 15мм с натяжением на упоры:   . Сжатый пояс и остальные элементы решетки фермы армируются арматурой класса Арматура класса А-III, d > 10 мм, RS = RSC = 365 МПа, ES = 200000 МПа. Бетон тяжелый класса В40     Прочность бетона к моменту обжатия .

Определение усилий

При определении нагрузок на ферму принимается во внимание, что расстояние между узлами по верхнему поясу составляет 3м. Плиты покрытия имеют ширину 3 м, что обеспечивает передачу нагрузки от ребер плиты в узлы верхнего пояса и исключает влияние местного изгиба. Вес фермы учитывают в виде сосредоточенных грузов, прикладываемых к узлам верхнего пояса.

Подсчет нагрузок произведен в табличном виде

Нагрузки

Нормативная нагрузка

Н/м2

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка Н/м2

1

Постоянная

Собственный вес кровли

950

1,3

1235

2

Вес ребристых плит

2500

1,1

2750

3

Вес фермы 92/24/6

417

1,1

459

Итого:

3867

4444

5

Снеговая нагрузка

500

1,4

700

Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы, кН:

Постоянная F1=4,444*12*3*0,95=152 кН;

Кратковременная снеговая F2=0,7*12*3*0,95=21 кН

Узловые нормативные нагрузки соответственно:

Fn1=3,867*12*3*0.95=132,3 кН;

Fn2=0,5*12*3*0.95=17,1 кН.

Продольные усилия в фермах определены построением диаграммы Максвела-Кремоны. Знак « +» при растяжении, « - » при сжатии.

Расчетная схема фермы к построению диаграммы.

Усилия в элементах фермы

Элемент

Обозначение

Усилие от F=1

От постоянной нагрузки

От снеговой нагрузки

От снеговой и постоянной нагрузок

Fn=132,3 кН

Fр=152 кН

Fn=17,1 кН

Fр=24 кН

нормативное

расчетное

Верхний пояс

 

 

 

 

 

 

 

 

В1

III-1

0

0

0

0

0

0

В2

IV-3

-6,95

-919,5

-1056,4

-118,8

-166,8

-1038,3

-1223,2

В3

IV-4

-6,95

-919,5

-1056,4

-118,8

-166,8

-1038,3

-1223,2

В4

VI-6

-9,4

-1243,6

-1428,8

-160,7

-225,6

-1404,3

-1654,4

Нижний пояс

Н1

I-2

3,92

518,6

595,8

67

94

585,6

689,8

Н2

I-5

8,77

1160,3

1333

150

210,5

1310,3

1543,5

Раскосы

 

Р1

1-2

-5,25

-694,6

-798

-89,7

-126

-784,3

-924

Р2

2-3

3,92

518,6

595,8

67

94

585,6

689,8

Р3

4-5

-2,37

-313,5

-360,2

-40,5

56,9

-354

417,1

Р4

5-6

0,83

109,8

126,2

14,19

19,9

124

146,1

Стойки

 

С1

1-II

-0,5

-66,15

-76

-8,55

-12

747

-88

С2

3-4

-1

-132,3

-152

-17,1

-24

-149,4

-176

С3

6-6'

-1

-132,3

-152

-17,1

-24

-149,4

-176

Расчет сечений элементов ферм

Верхний сжатый пояс

Расчет ведем по наибольшему усилию

N=1654,4 кН; Ni=1428,8 кН

Определим ориентировочно требуемую площадь сечения верхнего сжатого пояса:

А=

Назначаем размеры сечения верхнего пояса bxh 30х30см с А=900>895.

Гибкость ,следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность

Находим случайный эксцентриситет из  следующих условий: ;  см;  см;  см; Расчетный эксцентриситет е0=1 см

Определяем условную критическую силу:

;

Здесь:см4;

;

кНм;

кНм;

;  принимаем ;  

Приведеный момент инерции сечения арматуры относительно центра тяжести бетонного  сечения при ,

см4; .

кН.

Определяем коэффициент ;

расстояние  см.

Определяют граничную относительную высоту сжатой зоны:

где

Вычисляем

 

 

Определяем площадь арматуры:


Принимаем 4
ø22 А-III с АS=15,2 cм 2 

, разница с ранее принятым коэффициентом армирования  менее 0,005 значит сечение подобрано верно.

Нижний растянутый пояс

1. Расчет прочности

Nn=1310,3 кН; N7=1543,5 кН

Определим требуемую площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:

А=

Принимаем 5 канатов диаметром 18 с Аs=12,72cм², сечение нижнего пояса 30х30 см. Напрягаемая арматура окаймлена хомутами. Продольная арматура каркасов из стали А-III (4ø10 с АS=3.14cм2). Суммарный процент армирования:

 

Приведенная площадь сечения

Аred=30*30+5.54*12,72+6.15*3.14=990 cм², где

2. Расчет трещиностойкости

Элемент относится к 3 категории. Принимаем механический способ натяжения арматуры. Предварительное напряжение арматуры принимают равным:

Потери предварительного напряжения арматуры

Коэффициент точности натяжения арматуры при этом принимают  Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения  

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами

Потери от деформации анкеров

 

Усилие обжатия  

Напряжение в бетоне при обжатии:   

Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия

Потери от быстронатекающей ползучести

.

Первые потери  

Вторые потери

Потери от усадки бетона  

Потери от ползучести бетона

кН.

С учетом  напряжение   

Вторые потери

Полные потери  больше минимального значения .  

Расчетный разброс напряжений при механическом способе натяжения принимают равным:

 принимаем .

Сила обжатия при -

Усилие, воспринимаемое сечением при образовании трещин

Условие трещиностойкости сечения соблюдается, значит расчет по раскрытию трещин не нужен.

Растянутый раскос

1. Расчет прочности

Nn=585,6 кН; Nр=689,8 кН

Определим требуемую площадь сечения

растянутой арматуры:

А=

Принимаем 4ø18 А-III с АS=10,18 cм 2, сечение раскоса 30х26 см.

2. Расчет по раскрытию трещин

Усилие, воспринимаемое сечением при образовании трещин:

, следовательно тещины образуются и требуется расчет по ширине их раскрытия.

Определяем ширину раскрытия трещин от действия постоянной нагрузки

N=518,6 кН,  

от кратковременной нагрузки N=67 кН,

δ - коэффициент принимаемый для растянутых элементов 1,2; η - коэффициент, зависящий от вида и профиля продольной растянутой арматуры (для периодического профиля 1);  - коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки.

Ширина раскрытия трещин не превышает допустимых значений, значит сечение подобрано верно.

Сжатый раскос

Nn=784,3 кН; Nр=924 кН

Назначаем сечение 30*24 см, A=720 cм2.

Находим случайный эксцентриситет из  следующих условий: ;  см;  см;  см; Расчетный эксцентриситет е0=1 см. Так как е0=1 см<1/8h=1,75см, то расчетная длина раскоса будет l0=0,9l=365 см.

Расчет ведем как для внецентренно - сжатого элемента.

Гибкость , , следовательно,  необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность

При  симметричном армировании площадь сечения арматуры можно вычислить по формуле:

As=A´s=

для коробчатого сечения s0=0.5bh²=0.5*30*24²=8640 cм³; расстояние  см.

Назначаем из конструктивных соображений

4ø14 А-III с АS=10,18 cм 2

.

Расчет промежуточного узла нижнего пояса

Наибольшее усилие в растянутом раскосе N=D1=585,6 кН. Растянутая арматура 4ø18 А-III с АS=10,18cм 2. Угол  между направлением раскоса и вертикалью .

Требуемую площадь вертикальных поперечных стержней определяем из условия обеспечения прочности по линии отрыва САВ по формуле:

Где  - коэффициент условий работы узла; ; см. длина заделки арматуры.

Вертикальные хомуты должны быть расположены на линии отрыва АВ=65 см.

Требуемая площадь арматуры, окаймляющей узел, определяется по формуле:

см,

Где Ros - ограниченное сопротивление арматуры.

Конструктивно следует принять окаймляющую арматуру ø16 А-III с АS=2,01 cм 2.

Расчет промежуточного узла верхнего пояса

Наибольшее усилие в растянутом раскосе N=D1=124 кН. Растянутая арматура 4ø14 А-III с АS=10,18 cм 2. Угол  между направлением раскоса и вертикалью .

Требуемую площадь вертикальных поперечных стержней определяем из условия обеспечения прочности по линии отрыва САВ по формуле:

Где  - коэффициент условий работы узла; ; см  длина заделки арматуры.

Требуемая площадь арматуры, окаймляющей узел, определяется по формуле:

см,

Где Ros - ограниченное сопротивление арматуры.

Конструктивно следует принять окаймляющую арматуру ø10 А-III с АS=0,78cм 2.

Расчет опорного узла

В опорном узле действуют следующие усилия: N1=784,3 кН; U1=1310,3 кН; Реакция опоры фермы N=597,3 кН. Угол между Угол  между направлением раскоса и вертикалью .

Площадь продольной ненапрягаемой арматуры определяем по формуле:

см2. Принимаем 4ø16 А-III с АS=8,04 cм 2.

Требуемую площадь сечения вертикальных поперечных стержней определяем из условия обеспечения прочности по линии АВ по формуле:

кН,  кН - усилия в продольной арматуре; l2=100 см - длина необходимая для заделки арматуры Вр-II; l3=35d=35*1,6=56 см - то же для арматуры A-III.

Ту же площадь сечения определяют из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении по формуле:

Принимаем 9ø10 А-III с АS=7,07см 2 и с шагом s=7 см.

Список используемой литературы

  1.  В.Н.Байков, Э.Е.Сигалов Железобетонные конструкции: Общий курс – Учебник для вузов. – изд. 4-е., перераб. М: Стройиздат, 1985. – 728с.
  2.  Железобетонные и каменные конструкции: Учеб.для строит. вузов / В.М. Бондаренко, Р.О. Бакиров; под ред. В.М. Бондаренко. – 3-е изд., исправл.- М.: Высш. шк., 2004.-876с.:ил.
  3.  Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий.М.:Издательство Ассоциации строительных вузов, 2002.
  4.  Попов Н.Н., Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций: Учеб.для строит. Спец. Вузов. – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Высш.шк., 1989. – 400с.: ил.
  5.  СНиП 2.03.01 -84* Бетонные и железобетонные конструкции
  6.  СниП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.

Расчет консоли колонны

Опорное давление ригеля на консоль колонны Q=246 кН. Бетон класса В15,  Rb=8,5 МПа,  Rbt=0,75 МПа,  γb2=0,9; Еb=23*103МПа; арматура класса А-III,  Rs=365 МПа, модуль упругости Еs=2*105 МПа.

Принимаем длину опорной площадки l=20 см при ширине ригеля bbm=25см.

Проверяем условие обеспечения прочности консоли, согласно следующей формуле:

σ=Q/(lbbm) =246000/(20*25*100)=4,92 МПа <Rb=0,9∙22=19,8 МПа

Вылет консоли с учётом зазора между ригелем и колонной (с=5см), составляет l1=l+c=20+5=25см; расстояние от грани колонны до оси силы Q определяем по формуле XI.18[1]:а= l1l/2=25-20/2=15см.

Высоту сечения консоли у грани колонны принимаем равной: h=0,75hbm =0,75∙45=34см,  при угле наклона сжатой грани γ=450 высота консоли у свободного края h1=h-l1 =34–25=9см, при этом высота свободного края должна быть не менее h/2=34/2=17см. Тогда  принимаем h=45см, h1=h-l1=45–25=20см и h1h/2=22,5см. Рабочая высота сечения консоли h0=ha=45–3=42см. Поскольку l1=25см<0,9h0=0,9*42=37, то консоль рассчитывается, как короткая.

Рис. . Схема армирования консоли

Проверка прочности короткой консоли.

Высоту сечения короткой консоли в опорном сечении проверяем по условию:

Q≤ 1,5∙Rbtbh02/a  и  Q≤ 2,5∙Rbtbh0

Q=1,5∙0,75∙0,9∙50∙382∙100/15=487350Н=487,4кН;

Q=2,5∙0,9∙0,75∙50∙38∙100 =320625Н=321 кН

Q=246 кН<321 кН – высота сечения консоли достаточна.

Изгибающий момент у грани колонны: М=Qa=246*0,15=36,9 кНм.

Определение площади сечения продольной арматуры консоли.

Площадь сечения продольной арматуры консоли определяем по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25%, при η=0,9:

Принимаем 216 A-III с As=4,02см2.

Короткие консоли высотой сечения h=45см>2,5а=2,5*15=37,5см армируются горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.

Суммарное сечение отгибов, пересекающих верхнюю половину отрезка lw, определяем по формуле:

Аi=0,002bh0=0,002∙50∙38=3,8см2 принимаем 216 A-III c As=4,02см2. Условие di≤25мм соблюдается. Длина отгибов li=1,41*20=28,2см, условие di=16мм≤(1/15)li=282/15=19 мм соблюдается.

Горизонтальные хомуты принимаем 6 A-I и располагаем с шагом s<150мм и s<h/4=45/4=11,3см, принимаем s=10мм.

Эпюры моментов

Крановая Ммах на левую колонну

Крановая Ммах на средние колонны

    

Крановая от 4-х кранов

   

Горизонтальная на левую колонну

  

Горизонтальная на средние колонны

  

От действия ветра

  


 

А также другие работы, которые могут Вас заинтересовать

45831. Типология и характеристика СМИ 17.6 KB
  Под СМИ понимается периодическое печатное издание радио теле видеопрограмма кинохроникальная программа иная форма периодического распространения массовой информации ФЗ о СМИ. Существующая система СМИ складывалась постепенно: вначале были только газеты и журналы в 19м веке добавились информационные службы в 20м – сначала радиостанции а потом и студии телевидения а сейчас широкое распространение получили электронные СМИ. Классификация СМИ: по формам распространения носителю по региону распространения по формам собственности...
45832. Стилистические особенности информационных жанров прессы 18.67 KB
  Цель информационного жанра – сообщить факт Пять групп жанров: оперативноновостные – заметка во всех ее разновидностях; оперативноисследовательские – интервью репортажи отчеты; исследовательсконовостные – корреспонденция комментарий колонка рецензия; исследовательские – статья письмо обозрение; исследовательскообразные художественнопублицистические – очерк эссе фельетон памфлет. К информационным жанрам относятся: Заметка; Отчет; Интервью; Репортаж и др. Интервью – представляющие общественный интерес ответы...
45833. Особенности работы редактора над телевизионной информационной заметкой 352.5 KB
  В этой работе мне бы хотелось выработать некую общую методику по работе над текстами телевизионных информационных заметок, рассмотреть основные их стилеобразующие черты, обобщить лексические, морфологические и синтаксические особенности телевизионной информационной заметки.
45834. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ ДЛЯ ИНФОРМАЦИОННЫХ АГЕНТСТВ 17.47 KB
  Для примера возьмем одно из крупнейших мировых информационных агентств – ИТАРТАСС. Его почти вековая история позволила тассовцам накопить уникальный творческий и профессиональный опыт. Богатейшими возможностями обладает банк данных ИНФОТАСС уникальный фотоархив включает в себя около 1 млн. Приведенные данные говорят об исключительно напряженной и масштабной работе сотрудников ИТАРТАСС.