49435

Одноэтажное промышленное здание из сборных железобетонных конструкций

Курсовая

Архитектура, проектирование и строительство

При компоновки пространственного каркаса здания с учетом рекомендаций главы XIII "Конструкции одноэтажных промышленных зданий" принимаем: -деформационных и температурных швов не требуется, так как размеры здания, согласно таблице X.1 , меньше температурно-деформационных блоков для нашего типа здания ( м); -колонны торцов здания смещены с поперечной оси здания на 500 мм

Русский

2013-12-27

3.47 MB

56 чел.

Министерство образования и науки Российской Федерации

Марийский государственный технический университет

Кафедра СКиО

Пояснительная записка

к курсовому проекту по дисциплине "Железобетонные

и каменные конструкции" на тему:

"Одноэтажное промышленное здание из сборных железобетонных конструкций".

Выполнил: ст. гр. ПГС-41

Яманаева А. С.

Проверил: доцент Лоскутов А.А.

Йошкар-Ола

2012

Исходные данные к проекту:

1. Размеры здания в плане в осях

2. Количество пролетов

3. Шаг крайних колонн

4.  Шаг средних колонн

5. Отметка низа стропильной конструкции

6. Мостовые краны (два в пролете)

7. Вид ригеля: - двускатная балка

8. Условное расчетное сопротивление грунта

9. Район строительства

10. Принять:

- плиты покрытия ребристые

- стеновые панели марки ПСЛ

Требуется: рассчитать колонну, ригель, фундамент.

м

1

6 м

Нет

+12,6 м

20/5 т

0,25 МПа

г. Казань

;

толщиной ,

объемным весом .

Содержание

1. Компоновка пространственного каркаса и поперечной рамы здания.

2. Статический расчет поперечной рамы здания.

3. Расчет и конструирование внецентренно сжатой колонны.

4. Расчет и конструирование внецентренно сжатого фундамента.

5. Расчет и конструирование двускатной балки по I и II гр. предельных состояний.

6. Список литературы.

1. Компоновка пространственного каркаса и поперечной рамы здания ("поперечника").

1.1. При компоновки пространственного каркаса здания с учетом рекомендаций главы XIII "Конструкции одноэтажных промышленных зданий" [2] принимаем:

-деформационных и температурных швов не требуется, так как размеры здания, согласно таблице X.1 [2], меньше температурно-деформационных блоков для нашего типа здания ( м);

-колонны торцов здания смещены с поперечной оси здания на 500 мм;

-колонны крайнего ряда располагаем так, чтобы разбивочная (продольная) ось ряда проходила на расстоянии 250 мм от наружной грани колонны;

-расстояние от разбивочной (продольной) оси ряда до оси подкрановой балки принимаем  мм (для кранов с  т);

-уклон двускатной балки принимаем 1:12;

-колонны принимаем сплошного прямоугольного сечения;

-вертикальные связи между колоннами из стальных уголков устанавливаем в продольных рядах в середине здания и привариваем к стальным закладным деталям колонн;

-горизонтальные связевые фермы с крестовой решеткой из стальных уголков устанавливаем в крайних пролетах на уровне низа ригеля и используем в качестве опоры для колонн торцевого ряда;

-на всю длину здания в середине пролета устанавливаем распорку на уровне низа ригеля из стальных уголков.

Схема установки связей (рис. 1).

ВС - вертикальная связь;

ГС - горизонтальная связь;

СК - ригель (двускатная балка);

К1 - колонна каркаса;

КФ - колонна фахверка.

Остальные элементы железобетонного каркаса условно не показаны.

На рис. 2 представлена схема каркаса здания с мостовыми кранами (без горизонтальных связей). Принятые железобетонные элементы каркаса здания сведены в таблицу 1 (стр. 7).

1.2. Компоновка поперечной рамы здания ("поперечника") представлена на разрезе 1-1 (см. рис. 3 на стр. 9).

При компоновке "поперечника" конструктивно принимается:

-подкрановые балки БКНБ-6 пролетом 6,0 м, высотой hп.б.1,0 м;

-высоту кранового рельса hк.р.=0,15 м;

Высота верхней (подкрановой) части колонны

м.

Принимаем Нв=4,2 м (кратно модулю 0,6 м)

Здесь:

м-высота подкрановой балки с рельсом;

Б=2,40 м-высота крана над головкой рельса;

В=0,15 м-зазор между низом конструкции покрытия и верхом тележки крана.

Высота нижней (подкрановой) части колонны:

м, где

Н=12,6 м-высота от пола до верха колонны,

Г=0,15 м-расстояние от верхнего обреза фундамента до уровня чистого пола.

Сечение верхней части колонны принимаем  мм,  нижней- мм.

Глубина заделки колонны в фундамент принимаем hз=0,9 м (≥1,5bн и ≥hн).

Геометрическая длина колонны м.



Схема каркаса здания

Рис. 2 (Разрез 1-1 см. на рис 3. (стр. 9)


Таблица сборных железобетонных конструкций

Табл. 1

п/п

Наименование

Эскиз

Вес, т

1

Колонна

10,6 т

2

Плита покрытия

м

1,5 т

3

Подкрановая балка

БКН6в

4,1 т

Таблица сборных железобетонных конструкций

Продолжение табл.1

п/п

Наименование

Эскиз

Вес, т

4

Балка двускатная

9,1 т

5

Стеновая панель

2,2 т

3,3 т

1,1 т


Разрез 1-1

Рис. 3


2. Статический расчет поперечной рамы.

2.1. Сбор нагрузок на 1 м2 покрытия (сводим в табл. 2)

Вид нагрузки

Норматив.

Н/м2

Расчетн.

Н/м2

1. Постоянная (q):

2549

2995

1.1.

Гидроизолен в 2 слоя  (48 Н/м2)

96

1,3

124,8

1.2.

Стяжка из цементо-песчаного раствора ( мм,

Н/м3)

300

1,3

390

1.3.

Плиты минераловатные ( мм, Н/м3)

600

1,3

780,0

1.4.

Пленка полиэтиленовая

(20 Н/м2)

20

1,2

24,0

1.5.

Ребристая плита покрытия (15000:9м2=1667 Н/м2)

1667

1,1

1833,7

Итого:

2683

3152,5

с

2549

2995

2. Временная (V):

2.1.

Снеговая (IV район):

-полная (кратковременная)

2000

1,4

2800

-длительная (k=0,5)

1000

1,4

1400

3. Полная нагрузка (:

4683

5952,5

с 

4449

5655

2.2. Определение нагрузок на левую промежуточную колонну (узел опирания ригеля на колонну шарнирный).

1. Вес покрытия:

2. Вес ригеля:

кН

3. Вес подкрановой  балки:

кН

4. Вес колонны:

-верхней части:  кН

-нижней части: кН

5. Вес стенового ограждения ( м;  кН/м3):

-на верхнюю часть колонны (надкрановую):

      ПСЛ                                                      ПСЛ + окна

кН

-на нижнюю часть колонны (подкрановую):

6. Снеговая нагрузка:

кН

7. Крановая нагрузка.

В соответствии с ГОСТ 25711-83 на мостовые электрические краны грузоподъемностью 20/5 т:

Нормативные давления одного колеса крана на рельс кН;  кН; масса крана  кН; масса тележки  кН; ширина моста крана  мм; баре крана  мм; высота над головкой рельса  мм.

Расчетное давление на колесо крана при :

кН

кН

Расчетная поперечная сила (тормозная) на одно колесо от тележки крана:

кН

Линия влияния давления на расчетную колонну

Сумма ординат линий влияния под колесами

Вертикальная крановая нагрузка на колонну от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетания :

кН

кН

Поперечная тормозная сила на колонну от двух сближенных кранов:

кН

Для определения длительной вертикальной крановой нагрузки на колонну от двух кранов с режимом работы кранов 4К÷6К принимается понижающий коэффициент =0,5 к полной нагрузке.

Ветровая нагрузка (кратковременная).

Скоростной напор ветра для г. Казань (II ветровой район)  кН/м2, тип местности В. Нормальные значения средней составляющей ветровой нагрузки , где k-коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте (табл. 6 СНиП 2.01.07-85*); с- аэродинамический коэффициент (приложение 4 СНиП 2.01.07-85*).

k5=0,5 (при z=0÷5 м); k10=0,65 (при z=10 м); k20=0,85 (при z=20 м);

cак=0,8 (с наветренной стороны, левая колонна)

cпас=-0,54 (с подветренной стороны, правая колонна,

)

Погонная ветровая нагрузка на левую колонну (с наветренной стороны):

-на отметке z=0-5 м

кН/м

-на отметке z=10 м

кН/м

-на отметке z=10 м

кН/м

Погонные ветровые нагрузки на левую колонну на отметках  м (низ ригеля) и  м (верх шатра) вычислим по линейной интерполяции:

кН/м

кН/м

Строим график нагрузки (согласно СНиП 2.01.07-85*) на левую колонну.

Далее производим преобразование (упрощение) ветровой нагрузки следующим образом:

-на отметке от (0÷10 м) принимаем равномерно распределенную нагрузку  кН/м;

-на отметке от (10,0÷12,6 м) принимаем равномерно распределенную нагрузку,  кН/м

- на отметке от (12,6÷14,61 м) ветровую нагрузку заменяем сосредоточенной силой

кН.

Далее нагрузки  кН/м и  кН/м заменяем .

Эквивалентность заключается в равенстве изгибающих моментов относительно заделки (точка А):

;

кН/м

Окончательная ветровая нагрузка на "поперечник" после преобразований будет выглядеть (см рис 4):

Рис. 4

где:          кН/м

 кН

2.3. Определение эксцентриситетов продольных сил в левой колонне       (см рис.5).

Эксцентриситет сил F1, F2, F6:

м.

Эксцентриситет силы F5:

м.

Эксцентриситет силы F5':

м.

Эксцентриситет силы F4:

м.

Эксцентриситет сил F3, Dmax:

м.

F1; F2; F6-вес покрытия; вес ригеля; снеговая нагрузка (соответственно).

F5-вес стенового ограждения на верхнюю часть колонны.

F5'-вес стенового ограждения на нижнюю часть колонны.

F4-вес верхней части колонны.

F4'-вес нижней части колонны.

F3; Dmax-вес подкрановой балки; вертикальная крановая нагрузка (соответственно).

2.4. Расчетная схема "поперечника"с приложением нагрузок.

Схема расположения расчетных сечений.

Силовая схема.

Неизвестная сила Re-горизонтальная реакция в шарнире (реакция упругого отпора).

2.5.Расчет поперечной рамы здания.

EI=

Iв

                          а=4,2 м;

Iв

  l=12,75 м;

     l-a=8,55 м;

Iн

Iн

 

                       см4;

                        см4.

Предварительно определяем реакцию от единичного смещения:

(реакция в шарнирах от перемещения наложенной связи =1).

Находим суммарную реакцию от единичного перемещения двух стоек:

(реакция в наложенной связи от =1).

Из канонического уравнения метода перемещений , определим фактическое перемещение верха колонны: , где - реакция от конкретного силового загружения.

Окончательно упругая реакция в фиктивной связи определяется .

1. Определение от постоянной нагрузки.

                 Правило знаков:

                  растянутые волокна справа ;

                  растянутые волокна слева +.

 

  (справа).

 

Т.е. Mв и Мн от постоянной нагрузки в действительности направлены против часовой стрелки.

кН (вправо).

кН.(вправо)

Имеем:

М0в= -44,7кНм(справа)

М1в+Re Л·а=-44,7+15,93·4,2=22,21 кНм(слева);

М21н=22,21-135,12= -112,91кНм(справа);

 М3вн+ Re Л·l = -44,7-135,12+15,93·12,75=23,29кНм(слева)

                                

 N0=F1+F2+ F5=161,7+47,6+95,1=304,4кН.

 N1=N0+ F4=304,4+26,3=330,7 кН

 N2=N1+ F5+ F3=330,7+118,13+42,8=491,63кН

 N3=N2 + F4=491,63+71,48=563,11кН

 Q3==15,93кН.

2. Определение от снеговой нагрузки

е1=0,175м.

Мв=0;

Мн= -  F6·e1= -143,6·0,175=-25,13кН(справа)

кН

кН. (вправо)

Имеем: 

М0=0

М1= Re Л·а=2,51·4,2=10,54кНм(слева)

М21н=10,54-25,13=-14,59кН(справа)

М3=кНм(слева)

N0=N1=N2=N3=143,6кН

Q3==2,51кН

3.Определение и от ветровой нагрузки (ветер слева)

; W=5,36кН, Pакт=1,3кН/м, Pпас=0,88кН/м.

кН(влево).

кН(влево).

кН (влево).

R1p= -6,02-5,36-4,08=-15,46кН (усилие во введенной связи)

(вправо)

Проверка: кН (влево)

          кН(вправо).

Имеем: 

Левая колонна:

М0=0;

М12=(W-кН(слева).

М3=(W-кНм (слева)

кН.

Правая колонна: 

М0=0;

М12=кНм(слева)

М3=кНм (слева).

кН.

Проверка: 

(сходится)

Сечение

Левая колонна

Правая колонна

М, кНм

N, кН

Q, кН

М, кНм

N, кН

Q, кН

0

0

0

1,71

0

0

3,65

1,2

18,65

0

7,17

23,09

0

7,346

3

127,47

0

18,285

118,07

0

14,87

При ветре справа эпюра зеркальна, т.е. правая колонна "становится" левой.

4. Определение от крановой нагрузки

4.1. Вертикальные крановые нагрузки (кран слева): 

Dmax=337,8 кН;

Dmin=83,1кН;

еп.б=0,6м;

Ммах= Dmax ·еп.б=337,8·0,6=202,68кНм

Мmin= Dmin ·еп.б=83,1·0,6=49,86кНм

На схеме показаны действительные направления моментов.

кН;

кН;

кН.

(вправо) – перемещение заданной системы от крановой нагрузки (кран слева).

Проверка:

     

Имеем: 

 

Левая колонна

М0=0;

М1=кНм;(справа)

М2=кНм(слева)

М3= кНм(слева)

кН

N0=N1=0;

N2=N3=Dmax=337,8 кН.

Правая колонна:

М0=0;

М1=кНм;(слева);

М21min=53,05-49,86= -3,19 кНм(справа);

М3=кНм(слева);

кН;

N0=N1=0;

N2=N3=Dmin=83,1 кН.

Результаты сводим в таблицу

сечение

Левая колонна

Правая колонна

М, кНм

N, кН

Q, кН

М, кНм

N, кН

Q, кН

0

0

0

-12,63

0

0

12,63

1

-53,05

0

-12,63

53,05

0

12,63

2

149,63

337,8

-12,63

-3,19

83,1

12,63

3

41,65

337,8

-12,63

111,17

83,1

12,63

Кран слева: 

Примечание:

При кране справа эпюра М зеркальна, т.е. правая колонна «становится» левой.

4.2. горизонтальные крановые нагрузки

Торможение слева:

 

Т=15,93кН;

 кН;

 кН;

 кН;

(влево) – перемещение заданной системы от горизонтальной крановой нагрузки при торможении слева.

Проверка:

кН (вправо);

кН(влево).

Имеем:

 Левая колонна; 

М0=0;

М12=

= кН(справа)

М(0,7а)=кНм(слева)

кН(справа);

N0=N1=N2=N3=0;

кН;

Правая колонна; 

М0=0;

М12=кНм;

М3=кНм(справа);

N0=N1=N2=N3=0;

кН;

Результаты сводим в таблицу:

сечение

Левая колонна

Правая колонна

М, кНм

N, кН

Q, кН

М, кНм

N, кН

Q, кН

0

0

0

5,1

0

0

-5,1

1,2

-1,35

0

-10,83

-21,42

0

-5,1

3

-91,25

0

-10,83

-65,03

0

-5,1

0,7а

14,99

0

5,1/-10,83

-14,99

0

-5,1

Торможение слева:

Примечание: 1. Эпюра М знакопеременна.

2. При торможении крана справа эпюра М зеркальна, т.е. правая колонна «становится» левой.


Комбинация усилий в расчетных сечениях (1,2,3) сводим в таблицу (сечение 0 из расчетов исключаем).

Нагрузки

Искомый силовой фактор

сечение

1

2

3

M

N

M

N

M

N

Q

Постоянная +

(временных)х0,9, если временных > 1

+(N и Q соответствующие)

1,2,3

1,3,5,7

1,2,3,5,7

48,48

459,94

39,78

795,65

263,81

996,37

33,03

(N и Q соответствующие)

1,4,6,8

1,2,4

1,4,6,8

Постоянная +временная, если имеет место одна из временных нагрузок

-65,59

330,7

-146,82

457,72

-241,55

637,9

-13,41

Nmax+(M и Q соответствующие)

1,2

1,2,5

1,2,5

32,75

474,3

66,96

996,37

66,96

996,37

6,82

1-я комбинация расчетных усилий:

2-я комбинация расчетных усилий:

3-я комбинация расчетных усилий


Для расчета надкрановой части колонны:

Комбинации расчетных усилий в сечении 1

Усилия

Первая

Вторая

Третья

М, кНм

48,48

-65,59

32,75

N, кН

459,94

330,7

474,3

Для расчета подкрановой части колонны:

Комбинации расчетных усилий в сечении 3

Усилия

Первая

Вторая

Третья

М, кНм

263,81

-241,55

66,96

N, кН

996,37

637,9

996,37

Q, кН

33,03

-13,41

6,82

3. Расчет и конструирование внецентренно сжатой колонны.

3.1. Принятые материалы

Бетон тяжелый класса В20: Rв=11,5МПа; Rbt=0,90МПа;при γв2=1; Ев=24·103МПа.

Продольная арматура класса А-III: минимальный диаметр 16мм; Rs=Ssc=365МПа; Еs=200·103МПа

Поперечная арматура принята Вр-I или А-I из условия свариваемости с продольной арматурой (≥d/3, где d – принятый расчетный диаметр продольной арматуры).

3.2. расчетные усилия

Для расчета надкрановой части колонны принимаем максимальные значения изгибающего момента (по абсолютной величине) и продольной силы из комбинаций расчетных усилий в сечении3 (над консолью).

М1=кНм (Nсоот=330,7кН).

N1=кН (Мсоот=48,48 кНм).

Для расчета подкрановой части колонны принимаем максимальные значения изгибающего момента (по абсолютной величине) и продольных усилий из комбинаций расчетных усилий в сечении 3 (по обрезу фундамента).

М3=кНм (Nсоот=996,37кН).

N3=кН (Мсоот=66,96 кНм).

3.3 Расчет надкрановой части.

Характеристики сечения: hв=60см, в=40см, а=a’=4см, h0=hв-а=56см.

Расчетные усилия: М1=65,59 кНм (Nсоот=330,7кН), N1=кН (Мсоот=48,48 кНм).

Расчетная длина подкрановой части колонны:  
L0=2Hв=2*4,2=8,4 м.

Гибкость , следовательно, необходим учет прогиба элемента под нагрузкой.

Случайный эксцентриситет:

см;

см.

есл1см.

Принимаем есл=2см (max).

Эксцентриситет силы относительно оси симметрии сечения:

м;

м.

Принимаем для расчета е001=21,8см и максимальное значение силы N=N1=459,94кН.

Относительный эксцентриситет:  .

Коэффициент kдл=; Мдл – длительная часть М1 в соответствующей комбинации усилий.

кНм.

.

При определении значения Nкр задаемся значением .

кН (>10N1=4599,4кН- сечение завышено).

Коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба под нагрузкой:.

Расчетный (приведенный) эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры:

см.

Значения моментов по длине колонны меняют знаки. Поэтому принимаем симметричное армирование сечения.

Высота сжатой зоны бетона: см.

Относительная высота сжатой зоны:

;
где
МПа, .

Необходимая площадь арматуры:
см2<0, т.е. арматуру принимаем по конструктивному минимуму .

( ранее принятый процент армирования).

Принимаем конструктивное армирование 3∅16 АIII.  ()

Проверка прочности:

;

Нсм=228,59кНм.


Нсм.

Прочность сечения обеспечена.

3.4 Расчет подкрановой части:

Характеристики сечения: hн=80см, в=40см, а=a’=4см, h0=76см.

Расчетные усилия: М3==263,81 кНм (Nсоот=996,37кН),
N3==996,37кН (Мсоот=66,96 кНм).

Расчетная длина: l0=1,5Hн=1,5*8,55=12,8 м.

Гибкость , следовательно, необходим учет изгиба элемента при загружении.

Случайный эксцентриситет:

см;

Эксцентриситет силы относительно оси симметрии сечения:

м;

м.

Принимаем е001=29,2 см и максимальное значение силы N=N3=996,37кН.

Относительный эксцентриситет:  .

Коэффициент kдл=;  
кНм.
(0,5 – коэффициент для
IV снегового района).

.

При определении значения Nкр задаемся значением .

кН (<10N3=9963,7).

Коэффициент: .

Расчетный (приведенный) эксцентриситет относительно центра тяжести и растянутой арматуры:

см.

Высота сжатой зоны : см.

Относительная высота сжатой зоны:

Необходимая площадь арматуры:
см2.

(что больше ранее принятого ).

Принимаем 218, As==5,09см2.

Проверка прочности:

;

кНм.



Нсм=785,06кНм.

Прочность сечения обеспечена

По конструктивным требованиям вдоль стороны сечения колонны hн=80см устанавливаем продольную арматуру 12 А-III (As=2,26см2).

3.5 Расчет консоли колонны:

Считается, что нагрузка на консоль передается по оси симметрии подкрановой балки. Величина силы определяется как сумма максимального давления крана и веса подкрановой балки: Qk=Dmax+F3.=337,8+42,8=380,6кН.

Требуемая высота консоли определяется из следующих условий:
а)
см.(рабочая высота консоли),
где
ku=1 для крана среднего и легкого режимов работы; см.
б)
см.(рабочая высота консоли)

Конструктивно:
в)
см(рабочая высота консоли).

lk

Qk

a

hk=

г) Из условия: , где h-высота консоли

 

 см.

Принимаем h=60см; h0=60-4=56см.

 hk=h-lktg45=60-40*1=20см≥(1/3)h=20

lk=40см принята по конструктивным соображениям.

Момент у основания консоли:

кНм.

Площадь растянутой арматуры: см2.

Принимаем 218A-III с As=5,09см2.

При h=60см>2,5а=2.5*20=50см консоль армируется отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами. Площадь отогнутых стержней и хомутов: см2.

Принимаем: fo.c.=1,54см2 (47A-III) – отогнутый стержень;

fx=3,08см2(87A-III) – хомуты.

Шаг горизонтальных хомутов Sxсм. Принимаем Sx=12см (<20см). Схема армирования консоли представлена на рис.1. Схема армирования колонны представлена на рис.2.

Диаметр поперечной арматуры в надкрановой части колонны принят: мм).

Шаг хомутов в подкрановой части мм(<500мм). Принимаем Sв=320мм. Диаметр поперечной арматуры в подкрановой части колонны . Шаг хомутов в подкрановой части мм (<500мм). Принимаем Sн=360мм.

Оголовок колонны армируется косвенной сеткой на высоту, равную ширине колонны в=40см (4 сетки с шагом 120мм из 4 Вр-I ячейки 60х60мм).Ведомость стержней смотреть в таблице 1 (после расчета фундамента).

Схема армирования консоли (М1:10)

Рис.1


Схема армирования колонны (М:20)

(закладные детали крепления стеновых конструкций не показаны)

Рис.2


3.6.Проверка прочности колонны при снятии с формы и при монтаже

3.6.1 При снятии с формы:

Нагрузки принимаются с коэффициентом перегрузки n=1,5. Интенсивность нагрузки от собственного веса колонны:

− подкрановая часть: q1=1.5·γ·в·hн=1,5·24·0,4·0,8=11,52кН/м.

− надкрановая часть: q2=1.5·γ·в·hв=1,5·24·0,4·0,6=8,64кН/м.

Расчетная схема колонны при снятии с формы (1:100)

кНм

кНм

кНм

Несущая способность сечения определяется как для балки с двойной арматурой (т.е. без учета работы сжатой зоны бетона), найденной ранее из расчета по прочности.

Сечение нижней части колонны (1-1):  
кНм>M1=51,84кНм

Сечение верхней части колонны (2-2):

кНм>M2=38,88кНм

Следовательно, прочность колонны при снятии с формы обеспечена.


3.6.2. При монтаже колонны.

Монтаж колонны ведется в положении на «ребро» за одну точку. Расчетные нагрузки те же, что и в 3.6.1.

Расчетная схема колонны при монтаже (М1:100).

кНм.

кНм.

Несущая способность сечения 3’-3’:

кНм>M1=63,02кНм

Несущая способность сечения 3-3:

кНм>M2=99,53кНм

Следовательно, прочность колонны при монтаже обеспечена.

4. Конструкционный расчет внецентренно сжатого фундамента.

4.1. Исходные данные:

Характеристики материалов:

Бетон класса В15: Rв=8,5МПа, Rbt=0.75 МПа, γв2=1,1, Rb,ser=8.5МПа, Eb=2,1·104 МПа.

Арматура класса A-III: Rs=Rsc=365МПа

                             A-I: Rs=Rsc=210МПа Rsw=170МПа.

В расчете рассматриваем все три комбинации расчетных усилий в сечении 3 на уровне обреза фундамента (отм. -0.15).

Имеем:

М1=263,81 кНм  N1=996,37 кН Q1=33,03кН

М2=-241,55 кНм  N2=637,9 кН Q2=-13,41кН

М3=66,96 кНм  N3=996,37 кН Q3=6,82кН

Нормативные значения усилий при усредненном коэффициенте перегрузки γf=1,2.

.

Нагрузка от стеновых панелей и остекления (F5’’) и веса фундаментной балки (Gфб.) на уровне обреза фундамента:

Эксцентриситет

Определяем более невыгодную комбинацию усилий на уровне подошвы фундамента без учета естественного веса фундамента (см. схему). На схеме показаны положительные направления усилий на уровне обреза фундамента.

Для Iгр. предельных состояний

Для IIгр. предельных состояний

Схема нагрузок на уровне обреза фундамента

От 1-й комбинации усилий:

От 2-й комбинации усилий:

От 3-й комбинации усилий:

Моменты не рассматриваем.

Выбираем для расчета усилия на уровне подошвы фундамента:

Соответствующие усилия на обрезе фундамента: ,  
,

4.2. Определение размеров подошвы фундамента

Определение размеров подошвы выполняем по формулам табл.XII.1 (В.Н.Беляев и Э.Е.Сигалов). Примем соотношение сторон подошвы m=в/а=0,8, после чего найдем коэффициент k:

,

Где кН/м3 – усредненный объемный вес фундамента и грунта на его уступах;

R0=0,28МПа – условное расчетное сопротивление грунта;

Нзf+0.15=1,7+0,15=1,85м;

м (эксцентриситет силы на уровне подошвы фундамента без учета массы фундамента).

м

Принимаем а=2,7м (кратно 0,3);

в=0,8*2,7=2,16м. Принимаем в=2,4(кратно 0,3м).

Проверка принятых размеров. Усилие и момент на уровне подошвы: кН.

кНм.

Значение краевых давлений под подошвой :

МПа (в центре фундамента).

4.3. Проверка высоты фундамента из условия прочности на продавливание.

Высота фундамента определяется разностью между отметкой глубины заложения фундамента (-1.85) и его обреза (-0.15), т.е. Нф=1,7м. Колонна заглублена на 0,9м от обреза фундамента(>hн=0,8м>1,5вк=1,5*0,4=0,6м). Следовательно, высота от низа колонны до центра тяжести растянутой арматуры равна H0=Hф-0,9-а=1,7-0,9-0,05=0,75м. (см.рис.3).

Условие продавливания:

, где Р=N-AоснPср(сила продавливания);

N=N1=996,37кН (расчетная нагрузка на уровне обреза фундамента).

Аосн=(hк+2h0)(вк+2h0)=(0,8+2*0,75)(0,4+2*0,75)=4,37м2.

Рср=0,173МПа (давление грунта в центре фундамента).

Тогда Р=996,37-4,37*173=240,36кН.

Определяем несущую способность фундамента по образованию наклонных трещин (по грани пирамиды продавливания) nср=2(hкк+2h0)=2(0,8+0,4+2*0,75)=5,4м. (средний периметр призмы продавливания).

кН=3037,5кН (несущая способность фундамента на продавливание). Р=240,36кН < Rbtnсрh0=3037,5кН. Условие прочности выполняется.

4.4. подбор рабочей арматуры вдоль большей стороны фундамента (а).(см.рис.3)

Расчетные усилия на уровне подошвы фундамента:  кНм.

кН.

Фундамент. Схема приложения нагрузок. Армирование (М1:20).

Расчетная нагрузка на уровне обреза фундамента
(-0.15):

М=263,81кНм

N=996,37кН

Q=30,03кН

Nст=63,31кН

                                                            (Рис.3)

Значение давлений в сечениях 1-1, 2-2, 3-3:

Изгибающие моменты в сечениях 1-1, 2-2, 3-3 определяем от реактивного отпора грунта как в консоли:

Необходимая площадь сечения арматуры:

По конструктивным соображениям при  см2s2=6,19см2

Принимаем конструктивно 1212A-III, As=15,76см2 шаг 200мм(Рис.3, поз.1).


4.5. Армирование вдоль меньшей стороны фундамента:

l2=0,6м, l3=1,0м, q2=q3=q=Pсра=263,8*2,4=633,12кН/м.

кНм

кНм

см2

см2

Конструктивно при  см2. Принимаем конструктивно 1412A-III, As=18,38см2 шаг 200мм.

4.6. Подбор арматуры стаканной части фундамента

4.6.1. Площадь сечения продольной арматуры определяем в сечении 5-5 (на уровне низа колонны), которое приводим к двутавровому сечению.

М1:25

                                                                                                      5-5

Находим расчетные усилия в сечении 5-5 от расчетных нагрузок на уровне обреза фундамента (отм. -0.15) с учетом веса стаканной части (Рф).

                                     

М=263,81кНм; N=996,37кН; Q=33,03кН; Nст=63,31кН.

кН.

N5=N+Nстф=996,37+63,31+40,5=1100,18кН

М5=М+Qhcт-Nстест3=263,81+33,03*0,9-63,31*0,57=257,45кНм.

 Схема к п.4.6

Случайный эксцентриситет: см.

Расчетный эксцентриситет: м.

е0=0,29м<0,3h=0,3*2,1=0,36м.

Имеем случай малых эксцентриситетов. Определяем положение нейтральной оси. N5=1100,18кН.

Максимальное усилие воспринимаемое сжатой полкой:  кН=3570кН.

N5=1100,18<кН, т.е. нейтральная ось проходит в полке. Расчет производится как для прямоугольного сечения шириной :

.

(сжатая зона)

Проекция равно-

действующей силы

=-8,66см<0

Принимаем арматуру конструктивно, при  см2.

Принимаем 418 A-III c As=As’=10,18см2.(рис.3, поз. 3,4)

4.6.2 Площадь сечения поперечной арматуры (Asw) рассчитывается в зависимости от м (эксцентриситет  силы на уровне обреза фундамента).

При е0=0,26м, что < hk/2=0,4м и > hk/6=0,13м  расчет проводят по наклонному сечению (6-6), проходящему через т.К, отстоящую от оси колонны на расстояние у=0,7е0=0,7*0,26=0,104м. Сумма моментов внешних сил относительно точки К уравновешивается моментами поперечной арматуры: ()

.

   М=263,81кНм;

   N=996,37кН;

   Q=30,03;

    Nст=63,31кН;

    ест=0,57.

  

Схема к п. 4.6.2


где
=5+15+25+32,5+40+47,5+55+62,5+70+77,5+85=515cм.

или

см3 (поз. 6).

Площадь сечения одного стержня: см2. Принимаем стержень см2. см2.

В направлении меньшей стороны стакана вп, т.к. здесь армирование считается как для центрально сжатого фундамента, конструктивно принимаем стержень см2.(поз.7)

Ведомость стержней на колонну и фундамент

Элемент

Поз.

Эскиз

,мм

Длина, мм

Количество

колонна

1

16A-III

4800

6

2

18A-III

8800

4

3

12A-III

8800

2

4

6A-III

780

38

5

6A-III

460

19

6

6A-III

380

38

7

8A-III

380

21

8

8A-III

380

21

консоль

9

18A-III

1630

2

10

7A-III

1130

1060

810

760

4

2

2

2

11

7A-III

1040

2

12

7A-III

500

2

подошва

1

12A-III

2650

12

2

10A-III

2350

14

Фундамент (стакан)

3

14A-III

1600

4

4

14A-III

1600

4

5

14A-III

1420

4

6

8A-III

1140

44

7

6A-III

1440

44


5. Расчет предварительно напряженной двускатной балки

покрытия пролетом 18,0 м.

5.1. Исходные данные для проектирования.

Балки изготовлены из бетона класса В40 с пропариванием и с механическим способом натяжения арматуры на упоры. Прочность бетона к моменту обжатия: Rвр=0,7В=0,7*40=28МПа (>15,5МПа).

В качестве напрягаемой арматуры используется семипроволочные канаты класса К-7. Для каркасов принята арматура класса A-III.

Характеристики материалов: Материалы. Бетон тяжёлый класса В40, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении:

Бетон класса В40: Rв,ser=29МПа, Rbt,ser=2.1 МПа, γв2=0.9, Rb=1.4МПа, Rbt=1.4 МПа ,Eb=32500 МПа.

Арматура напрягаемая класса К-7: Rs=1080МПа, Rbt,ser=2.1МПа, Еs=1.8*105МПа;

Напрягаемая Арматура  класса A-III: =340МПа, МПа, =270МПа, МПа.

Расчетная схема балки – однопролетная свободно опертая балка с равномерно распределенной нагрузкой.

Расчетный пролет м, где а- расстояние от точки приложения реакции до торца балки, равна 150мм.

Ширина грузовой площади равна шагу колонны 6,0м.

qп-постоянная нагрузка

qc.в. – нагрузка от собственного веса

qсн – нагрузка от снега

Определяем максимальные значения Мmax  и Qmax от различных нагрузок:

Максимальный изгибающий момент на расстоянии :

Поперечная сила у опоры, равна реакции:

Нагрузки на балку

Вид нагрузки

Нагрузки на 1м2, кН/м2

Нагрузка на 1п.м.

нормативная

расчетная

нормативная

расчетная

Постоянные

Вес покрытия

Собственный вес балки(91/18=5,06кН/м)

2,683

-

3,153

-

16,1

5,06

18,92

5,57

итоги

21,16

24,49

Временные

Снеговая полная(для IV района)

В т.ч. длительнодействующая

2

1

2,8

1,4

12

6

16,8

8,4

Итого полная:
в том числе постоянная и длительная

33,16

27,16

41,29

32,89

Максимальные значения усилий

усилия

При нагрузке (кН/м)

полной

Постоянной и длительной

Расч.= 41,29

Норм.= 33,16

Расчет.= 32,89

Норм.= 27,16

Момент

1507,76

1210,88

1201,02

991,78

Поперечная сила

365,42

293,47

291,08

240,37


5.2 Расчет по первой группе предельных состояний.

5.2.1 Расчет прочности нормальных сечений.

Расчетное сечение находится на расстоянии от опоры:

Зададимся размерами сечения балки (М1:10)

                     Реальное сечение                                                     Расчетное сечение

hf

в=

в=

Примем рабочую высоту сечения h0=124,6см, а=9см – расстояние до центра тяжести напрягаемой арматуры.

Для определения положения нейтральной оси вычисляем несущую способность верхней полки (без учета сжатой арматуры): , т.е. нейтральная ось находится в пределах полки и сечение рассматривается как прямоугольник размерам =400х1336мм

при

(условие выполняется, соответствует нормально армированному сечению).

Принимаем (коэффициент использования арматуры).

Требуемая площадь напрягаемой арматуры

см2.

Принимаем 915К-7 с Аsp=12,744см2.

Для восприятия сжимающего усилия от предварительного напряжения и образования каркасов в растянутой зоне устанавливаем 210A-III с см2 (см2).

Для образования каркасов в верхней полке и обеспечения прочности свесов конструктивно устанавливаем 210A-III с см2. 

 

Проверка прочности выполняется после установления положения границы сжатой зоны по фактическому армированию ().

1,151080(102) 12,744+340(102) 1,57=1636,18кН<

=22(102) 4018,5+340(102) 1.57=1681,38кН.

h0н=

Следовательно, нейтральная ось проходит в пределах верхней полки.

Проверяем:
=12,7441080(102) 1,150,934124,6+1,57340(102) 0,9341306=2493,14кНм>М=1507,76кНм.

Прочность нормального сечения обеспечена.

5.2.2. Расчет прочности наклонных сечений.

Определение необходимого количества поперечной арматуры определяем в трех сечениях: на опоре, в месте измерения толщины стены (м), и в четверти пролета (м).

Проверяем условия:

- достаточности геометрических размеров сечения (где в- толщина стенки);

- необходимости установки поперечной арматуры.

Условие по перерезывающей силе

Сечения

Геометрические характеристики

Q,кН

, кН

, кН

в, см

h0,см

1

х=0

28

70

365,42

1509,2

164,64

2

х=0,7м

8

82

345,73

505,12

55,1

3

х=0,25L=4,5м

8

107,5

109,28

662,2

72,24

Из приведенных соотношений следует, что геометрические размеры сечения достаточны, а поперечная арматура во всех сечениях требуется по расчету.

Определение шага поперечных стержней

Сечение

Шаг поперечных стержней, S(см).

По расчету Sсм

С учетом конструктивных требований, (см)

Принятое значение S (см).

1

Х=0

(в=28см)

79

=26

50

10(S1)

2

Х=0,7м (в=8см)

33

=30

50

15(S2)

3

Х=0,25L=4,5м (в=8см)

178

=87

50

50(S3)

Примечание: значение шага принято по аналогии с типовым проектом.

Определение диаметра поперечных стержней (хомутов) (dmin=8мм по конструктивным требованиям при h>800мм).

Сечение

(кН/см)

(см2)

Принят d (мм) (два стержня)

1

х=0

0,87

0,32

9 (Аsw=1,27см2)

2

х=0,7м

1,98

1,1

9 Аsw=1,27 см2)

3

х=4,5м

0,11

0,2

9(Аsw=1,27 см2)

Поперечное армирование производим двумя плоскостными каркасами К-1. В качестве соединительной арматуры для поперечных стержней (хомутов) в каркасе К-1 принимаем 210 A-III.

                                                                                          К-1

 

5.2.3 Местное усиление армирования концевых участков.

Согласно п.5.61 СНиП 2.03.01.-84* у концов предварительно напряженных элементов должна быть установлена дополнительная поперечная или косвенная арматура (сварные сетки, охватывающие все продольные стержни арматуры; хомуты и т.п., с шагом 5-10см) на длине участка не менее 0,6lp и не менее 20см для элементов с арматурой, не имеющих анкеров, а при наличии анкерных устройств – на участке, равном двум длинам этих устройств.

Согласно п.2.29 СНиП 2.03.01.-84* длина зоны передачи напряжений lp для напрягаемой арматуры без анкеров определяется:

, где:

Согласно т.28 СНиП

Rbp=28МПа;

МПа;

d=1,5см

см.

Длина участка для установки дополнительной поперечной или косвенной арматуры см.

Согласно п.5.24 СНиП 2.03.01-84*:

  1.  Шаг сеток косвенного армирования 60мм, но не более мм;
  2.  Размер ячеек сетки не менее 45мм, но не более мм и не более 100мм;
  3.  Диаметр арматуры сетки не менее 8 мм (при h>800мм);
  4.  Количество сеток на участке 20d=20*1.5=30см от торца балки должно быть не менее четырех.

Принимаем сетку ячейкой 70х70мм 8мм A-III.

Устанавливаем 8 сеток с шагом 80мм на участке длиной: 60мм х7шагов+40мм(защитный слой)=480мм от торца балки > 0,6lp =470мм. Наружные размеры сетки 770 × 260 мм (сетка С-1).

5.3. Расчет по второй группе предельных состояний

В курсовом проекте производим расчет на образование трещин, нормальных к продольной оси элемента, расчет на раскрытие трещин, нормальных к продольной оси элемента и расчет на прогиб. Предварительно вычисляем геометрические характеристики сечения и определяем силу обжатия от предварительного напряжения арматуры с учетом потерь.

5.3.1. Определение геометрических характеристик сечения.

       

Приведенная площадь:


см2

Статический момент относительно нижней грани балки (х0): см3

Расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения: .

Приведенный момент инерции сечения:

см4.

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани:

см3.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения:

  1.  До верхней ядровой точки см.
  2.  До равнодействующей усилий в напрягаемой арматуре еop=a6=61,3см

5.3.2 Определение потерь предварительного напряжения

Предварительное напряжение в арматуре примем
МПа.

Проверка (при механическом способе натяжения арматуры):

Усилие, необходимые для натяжения арматуры:  кН.

А.Первые потери (до обжатия бетона)

1. От релаксации напряжений в проволочной арматуре (при механическом способе натяжения арматуры) МПа.

2. От разницы между температурой пропарки и температурой упоров при  МПа.

3. От деформации анкеров у натяжных устройств: МПа, где - обжатие шайб и смещение анкеров, l – расстояние между наружными гранями упоров (длина
элемента) в см.

4.

5.

6. От быстронатекающей ползучести бетона определяется в зависимости от уровня напряжений сжатия при обжатии бетона ; Сила обжатия с учетом потерь по позициям 1-5
кН(совпадает с ц.т. напрягаемой арматуры Asp) Мпа, где - коэффициент точности натяжения арматуры при механическом методе натяжения.

Эксцентриситет приложения силы Р01 относительно центра тяжести сечения еop6=61,3см=0,613м.

Максимальное сжимающее напряжение в бетоне от силы Р01 на уровне ц.т. напрягаемой арматуры: ;

Mq –нормативный момент от веса балки кНм.

Суммарные первые потери

Б. Вторые потери (после обжатия бетона)

8. от усадки бетона МПа

9. от ползучести бетона при

МПа, где при тепловой обработке.

Сумма вторых потерь: МПа

Полные потери: МПа.

Сила обжатия бетона с учетом всех потерь предварительного напряжения и с учетом коэффициента точности натяжения арматуры :

кН, где МПа (напряжения в ненапрягаемой и сжатой арматуре от ползучести и усадки бетона).

Эксцентриситет приложения силы Р02 относительно центра тяжести приведенного сечения: см

5.3.3. Образование и раскрытие трещин

Расчет на образование трещин, нормальных к продольной оси элемента.

Балки покрытия производственного здания согласно табл.2 СНиП 2.03.01-84* относятся к III категории трещиностойкости. Допустимая ширина трещин: аcrc1=0,3мм (от кратковременного действия полной нагрузки).

аcrc2=0,2мм(от кратковременного действия постоянной и длительно действующей нагрузки). Нагрузки и коэффициент перегрузки на данной стадии проектирования принимаются согласно табл.3 СНиП2.03.01-84* ().

Условие трещинообразования: Мser>Mcrc, где Мser=1210,88кНм – изгибающий момент в расчетном сечении от полной нормативной нагрузки;

Мcrc – несущая способность сечения до образования трещин.

, где  

С учетом неупругих деформаций бетона

см

Отсюда: кНм.

кНм, следовательно в балке будут образовываться трещины, нормальные к продольной оси элементе.

Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси элемента.

Согласно п.4.14 СНиП 2.03.01-84*, ширину раскрытия трещин, нормальных к продольной оси элемента acrc (мм) следует определять по формуле (144): , где
(для изгибаемых и внецентренно сжатых);
для арматурных канатов

d- диаметр канатов (К-7)=15мм

, где acrc1 – ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки;

acrc2 – начальная ширина раскрытия трещин от кратковременного действия постоянной и длительно действующей нагрузки.

acrc3 – ширина длительного раскрытия трещин от действия постоянной и длительно действующей нагрузки.

Расчет величин, необходимых для определения, сводим в таблицу.

Величины, необходимые для расчета ширины раскрытия трещин и прогиба

№ п/п

Величина

Ед.изм.

Вычисление

Кратковр. дейс-е полной нагрузки

Кратковр. действ.постоян. и длит. нагрузки

Длит. действ.  постоян. и длит. нагрузки

1

2

3

4

5

6

7

1

М – внешний момент от нагрузки М=Мser

кНсм

По таблице

1210,88*102

991,78*102

991,78*102

2

Эксцентриситет силы Р02 относительно ц.т. растянутой арматуры е2

см

е02= е02-zc+y6=e2=63,09-70,3+9=1,79

1,79

1,79

1,79

3

Мtot – заменяющий момент от внешней нагрузки и силы Р02 относительно ц.т. растянутой арматуры

кНсм

Мtot =М-Р022

1194,39*102

975,29*102

975,29*102

4

L

-

0,33

0,27

0,27

5

-

Т.35 СНиП 2.03.01-84*

0,45

0,45

0,15

6

-

Формула (164) СНиП:

0,605

0,605

0,626

7

-

Формула (163) СНиП:

0,56

0,56

0,58

8

см

Формула (165) СНиП:

129,63

105,85

105,85

9

-

, Abплощадь бетона

0,044

0,044

0,044

10

-

Формула (161) СНиП:                        0,348

0,487

0,491

1

2

3

4

5

6

7

11

)

см

Формула (166) СНиП: z=

110,81

102,55

102,56

12

- напряжение в растянутой арматуре (К-7) приращение напряжений

кН/см2

Формула (147) СНиП: =

12,28

2,33

2,32

13

СНиП 2.03.01-84*

1

1

1,5

14

СНиП 2.03.01-84*

0,9

0,9

0,9

15

кНсм

(формула 126)

1210,88*102

991,78*102

991,78*102

16

кНсм

(формула 129)

831,75*102

831,75*102

831,75*102

17

Формула (168) СНиП:

0,61

0,9

0,9

18

-

Табл.36 СНиП

1,0

1,0

0,8

19

-

Формула (167) СНиП: =                   0,389  

0,231

0,411

Величина раскрытия трещин:  
мм

мм

5.3.4 Определение прогиба

Прогиб элемента находим по формуле: см, S=0,106 – коэффициент, зависящий от расчетной схемы балки и вида нагрузки

Полная кривизна (1/r) для участка с трещинами в растянутой зоне определяется по формуле (170) СНиП 2.03.01-84

По формуле (160) СНиП 2.03.01-84*

Приведем вычисления:

  1.  Кривизна от кратковременного действия всей нагрузки (кН, см): см-1 
  2.  Кривизна от кратковременного действия постоянной и длительной нагрузки см-1
  3.  Кривизна от длительного действия постоянной и длительной нагрузки см-1
  4.   Кривизна, обусловленная выгибом элементов вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия, и определяемая по формуле (158) СНиП 2.01.03-84* согласно указаниям п.4.25: см

;

, где - напряжение от силы обжатия Р02 и соответственного веса в крайних растянутых и сжатых волокнах соответственно.


Н/см2=-1,7МПа<Rb,ser=-2,1МПа.

Полная кривизна балки от нагрузки на участке с трещинами в растянутой зоне, включая выгиб см-1.

Суммарный прогиб балки см<[8,85см]


Список используемой литературы

  1.  СНиП 2.03.01-84* «Бетонные и железобетонные конструкции» (Госстрой СССр, Москва 1989, 123стр);
  2.  Байков В.Н., Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции. Общий курс. Учебник для вузов» (Москва, стройиздат, 1985г., 767стр);
  3.  А.В. Григорьев «Расчет и проектирование одноэтажного промышленного здания в сборном железобетоне. Часть 1,2 (Йошкар-Ола, издание МПИ, 1982г);
  4.  СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия» (Минстрой России, Москва 2003, 44 стр).