Размещено на http://www.allbest.ru

Министерство образования и науки Российской Федерации

ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ПРОФОБРАЗОВАНИЯ

«Самарский государственный технический университет»

«Архитектурно-строительный институт»

Кафедра «Строительных конструкций»

Пояснительная записка

к курсовому проекту

«Железобетонные конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами»

Разработал: студент группы П-32

Горелов А.А.

Руководитель проекта: асс. Шепелев А.П.

Самара 2016 г. 

СОДЕРЖАНИЕ

• Данные для выполнения проекта
• 1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок
• 2. Проектирование стропильных конструкций
• 2.1 Сегментная раскосная ферма
• 2.2 Оптимизация стропильной конструкции
• 3. Проектирование колонны
• 3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования
• 3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры в колонне и расчет подкрановой консоли
• 4. Расчет и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну
• Список литературы


ДАННЫЕ ДЛЯ ВЫПОЛНЕНИЯ ПРОЕКТА

1. Шаг колонн в продольном направлении, м ..…...............…....12.00

2. Число пролетов в продольном направлении ...................................5

3. Число пролетов в поперечном направлении....................................3

4. Высота до низа стропильной конструкции, м ..............................12

5. Тип стропильной конструкции и пролет...........................…...ФБ-24

6. Грузоподъемность мостовых кранов, тс......................................16/5

7. Тип конструкции кровли ...................................................................2

8. Класс бетона монолитных конструкций и фундаментов............В20

9. Класс бетона для сборных конструкций……..………………....В30

10. Класс бетона предв. напряженной балки или фермы………...В40

11. Класс арматуры монолитных конструкций и фундамента...А400

12. Класс арматуры сборных ненапряженных конструкций…..…А500

13. Класс предв. Напрягаемой арматуры……………………...…А600

14. Тип и толщина стеновых панелей................................……ПСП-300

15. Проектируемая колонна по оси…………………………………<А>

16. Номер расчетного сечения колонны…………………………….3-3

17. Глубина заложения фундамента, м……………………………..3,15

18. Расчетное сопротивление грунта, МПа………………………...0,27

19. Район строительства...................................................................Пенза

20. Тип местности ..............................................................................…..В

21. Влажность окружающей среды…………………………………55%

22. Класс сооружения ...................................................…………….КС-2

стропильный арматура колонна консоль фундамент



1. КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ И ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК

Компановку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий.

Находим высоту надкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м ( по приложению XII ), а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 16 т Н_к = 2,2 м (приложение XV ) :

Н₂ 2,2+1,2+0,15+0,1 = 3.65 м

С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1-5 (прил. V) назначаем Н₂ =3.9 м.

Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента-0,150 м при Н₂ =3.9 м :

Расстояние от верха колонны до уровня головки .подкранового рельса соответственно будет равно : у= 3.9- 1.2 -0,15 = 2.55 м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями таблицы IV.9 приложения IV. Результаты представлены в таблице 1.1.



Таблица 1.1

Расчетные длины колонн (l₀)

Часть колонны	При расчете в плоскости поперечной рамы	В перпендикулярном направлении
	при учете нагрузок от крана	без учета нагрузок от крана
Подкрановая H1=8.25 м	l,5H1=12.375 м	l,2(H1+H2)= 14.58 м	0,8Н1=6,6м
Надкрановая Н2=3.9 м	2Н2=7.8 м	2,5Н2=9.75 м	1,5Н2=5.85м

Согласно требованиям п. 5.3 [2], размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими, чтобы их гибкость l₀ /r (l₀ /h) в любом направлении, как правило, не превышала 120 (35).

Следовательно, но условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14,58/35 = 0,417 м, а надкрановой -- 9.75/35 = 0,279 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью более 30 т принимаем поперечные сечения в надкрановой части крайней колонны 400X600 мм и средней колонны 400X600 мм. В подкрановой части для колонн крайнего ряда назначаем сечение 400X700 мм, среднего ряда 400х800. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах (1/10-- 1/14)/Н₁ =(1/10... 1/14)8,25 = 0,825 ... 0,589 м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 4, а для колонн среднего ряда по оси Б -- 9.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде безраскосной фермы типа ФБ-24 из легкого бетона. По прилож. VI назначаем ферму марки ФБ-24III с номером типа опалубочной формы 3, с максимальной высотой 3300 мм. ( V_в=4.7 м³).

По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3 х 12 м ( опал. Форма 4 , высота ребра 455 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 89.7 мм ).

Толщина кровли (по заданию тип 2) согласно приложению XIII составляет 160 мм.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности ПСП-300 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рисунках 1.1 и 1.2.

Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму.

Постоянные нагрузки. Распределенные по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа (рис. 1.2) приведены в таблице 1.2.

С учетом шага колонн в продольном направлении 12 м и коэффициента надежности по назначению здания гn = 1 (класс сооружения КС-2) расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна g = 4.645·12·1 = 55.7 кН/м.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели стеновые из ячеистого бетона марки по плотности ПСП-300 толщиной 200 мм. Нормативная нагрузка от 1 м² стеновых панелей из ячеистого бетона марки ПСП-300 при толщине 200 мм составит 8,8·0,2 = 1,76 кН/м2 , где 9.9 кН/м3 - плотность ячеистого бетона, определяемая согласно п. 2.13[16].



Рис. 1.1. Поперечный разрез и фрагмент плана одноэтажного двухпролетного промышленного здания



Рис. 1.2. К определению эксцентриситетов продольных сил в колоннах



Таблица 1.2

Постоянная нагрузка от 1 м² покрытия

Элементы кровли	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Кровля: -слой гравия, втопленного в битум -гидроизоляционный ковер- 2 слоя «Техноэласт» -цементная стяжка ( = 25 мм, = 18кН/м3) -утеплитель -пенобетон ( = 110 мм, = 5кН/м3) -обмазочная пароизоляция Ребристые плиты покрытия размером 3 12 м с учетом заливки швов ( = 89.7 мм, = 25 кН/м3) Сегментная раскосная ферма (Vb = 4.7 м3, пролет 24 м, шаг колонн 12 м, бетон легкий = 25кН/м3) И т о г о:	0,16 0,12 0,45 0,55 0,05 2.243 0,408	1,3 1,3 1,3 1,3 1,3 1,1 1,1	0,208 0,156 0,585 0,715 0,065 2.467 0,449 4.645

Нормативная нагрузка от 1 м² остекления в соответствии с приложением XIV равна 0,5 кН/м².

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:

· на участке между отметками 11,4 и 13.8 м

G₁ = 2,4·12·9,9·1,1·1·0,3 = 94.09 кН;

· на участке между 7.8 и 9 м

G₂ = (1,2·0,3·9,9 + 1,8·0,5)·12·1,1·1,1 = 58,92 кН;

· на участке между отметками 0,0 и 7,8 м



G₃ = (1,2·0,3·1,2 + 7,2·0,5)·12·1,1·1,1 = 94,56 кН.

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн.

Колонна по оси А:

G₄ = 3,464·25·1,1·1 = 95,26 кН;

Колонна по оси Б:

G₅ = 4,06·25·1,1·1= 111,65 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна:

G₆ = (101,04 + 1,5·12)1,1·1 = 131 кН.

Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания.

Нормативное значение снеговой нагрузки на 1 м² покрытия определяем по формуле (10.1) [12]:

где с_е = 1,0 - коэффициент, учитывающий снос снега от ветра, принят по формуле (10.4) [12];

с_t = 1,0 - термический коэффициент, принят по формуле (10.6) [12];

µ = 1,0 - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке, принят в соответствии с п. 10.2 [12];

S_g = 1,8 кПа - вес снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли для г. ПЕнза (I I I снеговой район) в соответствии с таблицей 10.1 [12].

Расчетное значение снеговой нагрузки будет равно:

S = S₀ г_f = 1.26?1,4 = 1,764 кН/м²,

где г_f = 1,4 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно п. 10.12 [12].

При этом длительная составляющая будет равна 0,7·1,764 = 1,23 кН/м², где коэффициент 0,7 принят по п. 10.11 [12].

Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом шага колонн в продольном направлении и класса ответственности здания будет равна:

р_sn= 1,23 · 12 · 1 = 14,82 кН/м.

Длительно действующая часть снеговой нагрузки составит:

р_sn,l = 1.764 · 12 ·1 = 21.17 кН/м.

Крановые нагрузки. По приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 16 т:

· ширина крана В_к = 5,6 м;

· база крана A_к = 4,4 м;

· нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс

P_max,п = 150 кН;

· масса тележки G_т = 3,7 т;

· общая масса крана G_к = 21,7 т.

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):

P_min,n = 0,5(Q + Q_к ) - P_max,п = 0,5(150·9.81 + 21,7·9,81) ?150 = 34.92 кН.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:

Т_п = 0,5 ·0,05(Q + Q_т) = 0,5·0,05(260·9.81 + 3,7·9,81) = 4,83 кН.

Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке г_f = 1,2 согласно п. 9.8 [12].

Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис. 1.3) без учета коэффициента сочетания ш:

Рис. 1.3. Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в невыгодное положение

· максимальное давление на колонну:

где Уy - сумма ординат линии влияния, Уy = 3,066;

· минимальное давление на колонну:



· тормозная поперечная нагрузка на колонну:

Ветровая нагрузка. Пенза расположен в II ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 11.1.4 [12] нормативное значение ветрового давления равно w₀ = 0,3 кПа.

Согласно 11.1.5 [12] эквивалентная высота z_e = h = 15,915 м, где h - высота здания.

Коэффициент k(z_e), учитывающий изменение ветрового давления с учетом эквивалентной высоты вычисляем по формуле (11.4) [12]:

k(z_e)=k₁₀ (z_e / 10 )^2б = 0,65 (15,915/10)^0,4 = 0,783

где параметры k₁₀ = 0,65 и б = 0,2 приняты по таблице 11.3[12] (см. приложение XVI) для заданного типа местности В.

Нормативные значения средней составляющей ветровой нагрузки w_m определяем по формуле (11.2) [12]:

· для наветренной стены w_m=w₀ k(z_e)c_e= 0,3·0,783·0,8 = 0,188 кПа;

· для подветренной стены w_m-= w₀ k(z_e)c_e-= 0,3·0,783·0,5 = 0,117 кПа;

где аэродинамические коэффициенты с_е = 0,8 и с_е- = 0,5 приняты по таблице Д.2 [12].

Пульсационную составляющую ветровой нагрузки будем вычислять по формуле (11.5) [12], следуя указаниям примечания к п. 11.1.8[12].

Для этого находим коэффициент пульсации давления ветра по формуле (11.6) [12]:

,

где параметры ж₁₀ = 1,06 и

б = 0,2 приняты по таблице 11.3[12] (см. приложение XVI) для заданного типа местности В.

По таблице 11.6 [12] (см. приложение XVI) определяем коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления v = 0,663 (при высоте здания h=15,915 м и длине здания равной произведению шага колонн в продольном направлении на число пролетов в продольном направлении по заданию: 12 · 5 = 60 м).

Теперь можно вычислить нормативные значения пульсационной составляющей ветровой нагрузки w_p по формуле (11.5) [12]:

· для наветренной стены

· для подветренной стены

Тогда, согласно формулы (11.1)[12], с учетом коэффициента надежности по нагрузке г_f = 1,4 , шага колонн 12 м и с учетом коэффициента надежности по назначению здания г_n= 1 получим следующие значения расчетных ветровых нагрузок:

· равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с наветренной стороны:

w₁= (w_m +w_p) г_f Lг_n = (0,188+0,12)1,4·12·1 = 5,17 кН/м;

· то же, с подветренной стороны:

w₂= (w_m- +w_p-) г_f L г_n = (0,117 +0,075)1,4·12·1= 3.23 кН/м;

· расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12:

W= (w₁+ w₂)?(h?h_нск) = (5,17 +3,23 )?(15.915?12)=32,89 кН.

Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рисунке 1.4.

Рис. 1.4. Расчетная схема поперечной рамы

Проектирование стропильной конструкции.

Безраскосная ферма ФБ - 24.

Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета безраскосной фермы марки ФБ24 -3.

Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок (снеговая 1).

Согласно эпюрам усилий N и М наиболее неблагоприятные сочетания усилий для расчета нормальных сечений верхнего и нижнего поясов фермы имеем в контуре с сечениями 4, 5, 6 и 17, 18, а для расчета прочности наклонных сечений в поясах фермы опасными сечениями будут 3 и 14.

Для расчета прочности стоек следует проанализировать напряженное состояние сечений 21--28 с учетом вариантов схем загружения снеговой нагрузкой. Так, для стойки 21--22 наиболее опасным будет сечение 21 при первой схеме загружения снеговой нагрузкой, а для стойки 27--28 --сечение 27 при второй схеме загружения снеговой нагрузкой.

Нормативные и расчетные характеристики лёгкого бетона заданного класса В40, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 60 %

():

Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A500

R_s = R_sс = 435 МПа; Е_s = 210 000 МПа;

поперечной диаметром 5 мм класса Bp-I, R_sw = 260 МПа; E_s = 170000 МПа; поперечной класса A-I, R_sw = 175 МПа; Е_s = 210 000 МПа.

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса А600:



R_sn = R_s,ser = 600 МПа; R_s = 520 МПа; Е_s = 190000 МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы по талончику. Способ натяжения арматуры -- механический на упоры. Так как и то требования удовлетворяются.

Расчет элементов нижнего пояса фермы. Сечение 18, нормальное к продольной оси элемента

N= 1583,11 кН; M = 80,42 кНм.

Расчет прочности выполняем согласно п. 3.50 [4]. Вычисляем эксцентриситет продольной силы

Поскольку , то продольная сила приложена между равнодействующими усилий в арматуре и с эксцентриситетом

Площадь сечения симметричной арматуры определяем по формуле (143) [4], принимая

. Для арматуры Ат600c по СП

Принимаем

Выполняем расчет прочности наклонного сечения нижнего пояса фермы в наиболее загруженном элементе между расчетными 13 и 14 в соответствии с п. 3,34 [9] c учетом указаний п. 3.71 [7] на действие поперечной силы Q = 68,97 кН.

Расчет выполняем с учетом наличия продольной растягивающей силы N =1583,11 кН и усилия обжатия от напрягаемой арматуры, расположенной в наиболее растянутой зоне



Р=уsp2Asp=378·2036=769,61 кН ,

где уsp2 =0,7уsp= 0,7·540 = 378 МПа. (Коэффициент 0,7 учитывает, что полные потери предварительного напряжения приблизительно будут равны 0,3уsp).

Определим коэффициент по формуле (149):

Вычисляем значения и ;

Поскольку

С=1485мм3=3*290=870 мм т.е следственно с=870 мм.Тогда т.е =580мм.

Принимаем

Расчет элементов верхнего пояса фермы. В соответствии с эпюрами усилий N и M (см. рис. 2.1), наиболее опасным в верхнем поясе фермы будет сечение 2 с максимальным значением продольной силы. Размеры сечения и расположение продольной арматуры дано на рисунке 2.3, а.

Рис. 2.3. К расчету прочности сечений элементов сегментной фермы: а - для верхнего пояса; б - для стоек и раскосов

Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок: N = 1803,36 кН; М = 69,23 кН·м.

Усилия от постоянной и длительной части снеговой нагрузки вычислим по формулам:



где коэффициент 0,7 учитывает долю длительной составляющей снеговой нагрузки.

Находим: расчетную длину элемента (см. табл.IV.10 приложения IV)

м; расчетный эксцентриситет е₀= M/N =48,46/1803,36 = 0,0269 м = 26,9 мм; случайный эксцентриситет: ea ? h/30 = 300/30 = 10 мм, e_a ? l/600 = 3150/600 = 5,25 мм, e_a ? 10 мм, принимаем e_a = 10 мм.

Поскольку e₀ = 26,9 мм > e_a = 10 мм, Так как l0/h = 2835/300 = 9,45 > 4, то расчет прочности ведем с учетом влияния прогиба на значение эксцентриситета продольной силы.

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з. Находим:

Так как , принимаем де = 0,15.

В первом приближении принимаем

По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:



Отсюда:

Тогда:

Необходимую площадь сечения симметричной арматуры определим согласно п.3.57[7]. Для этого вычислим значения:

Так как , то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.94)[7], для чего необходимо вычислить значения о1 бs и о :

Тогда получим:

Принимаем площадь арматуры конструктивно: 3Ш22А500

(A_s= A_s `=1140мм²).

что близко к предварительно принятому значению м = 0,001 и не требует второго приближения.

Элемент 1 - 2 - 3, сечение наклонное к продольной оси Q1 = 17,32 кН;

Qmax = Q3 = 86,03 кН; N = 1744,92 кН. Длина элемента l1-3 = 1,75 м (см. рис.3.24).

Расчет выполняем согласно пп. 3.41 и 3.52 [7]. Находим коэффициент цn2 по формуле (3.84) [7]:

Условие не выполняется нужна поперечная арматура по расчету:

6 Ш Вр500

Расчет стойки 21-22, подвергающаяся сжатию с максимальными усилиями N = 52,09 кН, М=41,75 кНм.

,

Значение эксцентриситета продольной силы.

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з при цl = 1,917. Так как е0 / h = 800 / 250 = 3,2 > 0,15, принимаем де = 3,2. В первом приближении принимаем м = 0,025, находим мб = 0,025·5,556= 0,1389, где б =Es /Eb = 200000/36000 = 5,556.

По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:

Отсюда:

Тогда:

Необходимую площадь сечения симметричной арматуры определим согласно п.3.57[7]. Для этого вычислим значения:

Так как , то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93)[7].

Принимаем площадь арматуры конструктивно: 2Ш18А500

(A_s= A_s `=509мм²).

что близко к предварительно принятому значению м = 0,025 и не требует второго приближения.

Расчет опорного узла фермы. Схема узла показана на рисунке 2.3. Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [15]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели N = 1721.66 кН, а опорная реакция Q = Qmax = 937.72 кН.

Проверка прочности опорного узла ведется на нарушение анкеровки арматуры и на изгиб по наклонным сечениям.

Поскольку продольная напрягаемая арматура не имеет анкеров, усилие в этой арматуре N_sp определяем согласно п. 3.43 [9].

Определим коэффициент влияния поперечного обжатия бетона б, принимая у_b = F_sup / A_sup = Q_max / (bl_sup) = 807.48 ·10³ / (240·340) = 9.896 МПа.

Поскольку у_b / R_b = 9.896 / 22= 0,44980,25, принимаем б = 0,75.

По формуле (3.78)[9] находим длину зоны анкеровки напрягаемого стержня 8Ш18 А600 принимая з₁= 2,2 , з₂= 1,0, ds = 18 мм;

Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению ABC, состоящему из участка АВ с наклоном под углом 45° к горизонтали и участка ВС с наклоном под углом 26,7° к горизонтали (см. приложение VIII).

Координаты точки В по рисунку 2.4 будут равны: у = 89.4 мм, х = 388 мм. Ряды напрягаемой арматуры, считая снизу, пересекают линию ABC при у, равном:

для 1-го ряда - 60 мм, l_x = 340 + 50 = 390 мм;

для 2-го ряда - 300 мм (пересечение с линией ВС), l_x = 560 мм.

Усилие, воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении ABC, вычисляем по формуле:

Из формулы (1) [15] находим усилие, которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях:



Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры заданного класса А500 (R_s = 435 МПа) принимаем конструктивно 6Ш14А400, As = 471 мм², что более A_s,min = 0,15 N / R_s =0,15·1583,11·10³/435 = 546 мм². (Для стержневой напрягаемой арматуры As,min = 0,1 N / Rs ).

Находим длину зоны анкеровки ненапрягаемого стержня Ш22А500, принимая з₁= 2,5 , з₂= 1,4, d_s = 22 мм:

Ненапрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте:

1-й ряд - у = 60 мм, пересечение с линией АВ при х =409 мм, l_x= 409 - 20= 389 мм;

2-й ряд - у = 100 мм, пересечение с линией АВ, при х = 410 мм, lx = 800 - 20 = 790 мм. Поскольку для 1-го и 2-го ряда отношение lx / lan > 1, то принимаем его равным 1,0.

Тогда усилие, воспринимаемое ненапрягаемой арматурой в сечении ABC, составит:

Второе приближение:

то поперечная арматура по расчету на воздействие изгибающего момента не требуется и устанавливается конструктивно.

Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A240 с рекомендуемым шагом s_w = 100 мм.

Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п. 6.2 [15]: As=0,0005bh = 0,0005·200·780 = 78 мм². Принимаем 2Ш8A500, As = 101мм².

2.2 Оптимизация стропильной конструкции

Программная система АОС-ЖБК позволяет выполнить оптимизацию проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости стали и бетона, при этом за единицу автоматически принимается относительная стоимость рассчитанного варианта по индивидуальному заданию.

Варьируемыми параметрами могут быть: тип стропильной конструкции и соответствующие типы опалубочных форм, классы бетона, классы ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.

На основе анализа рассчитанных ЭВМ вариантов можно выбрать оптимальный вариант стропильной конструкции, отвечающий нормативным требованиям.

Задание на оптимизацию стропильной конструкции записывается в соответствующем контрольном талоне с учётом следующих требований:

1. тип стропильной конструкции должен соответствовать заданному пролёту;

2. для задаваемого типа стропильной конструкции можно одновременно варьировать до трёх типов опалубочных форм;

3. для каждого из заданных типов опалубочных форм можно варьировать до трёх классов бетон, класс ненапрягаемой арматуры и до двух классов напрягаемой арматуры.



3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ

3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования

Эпюры изгибающих моментов, построенные для колонны по оси Б, представлены на рисунке 3.2. Анализ эпюр показывает, что целесообразно при расчете сечений принимать несимметричное армирование, так как моменты в расчетном сечении разных знаков отличаются по абсолютной величине более чем на 25 %.

По результатам статического расчета поперечной рамы в расчетном сечении 3 -3имеем следующие значения положительных изгибающих моментов (в кН·м) от временных нагрузок:

15,23- от длительной составляющей снеговой нагрузки в пролете АВ (номер загружения 2);

0 - от кратковременной составляющей снеговой нагрузки в пролете АВ (номер загружения 5);

26,72 - кратковременное действие максимального давления крановой нагрузки слева, а минимального - справа в пролете АБ (номер загружения 8);

9,41 - действие тормозного усилия на колонну по оси А слева(номер загружения 12),

соответственно с учетом коэффициента сочетаний для двух кранов получим 0,85(26,72+9,41)=30,71

выполним сравнение с сочетанием усилий от вертикальной нагрузки от четырех мостовых кранов (коэффициент сочетания 0,7) и невыгодной горизонтальной нагрузки от двух мостовых кранов (номера загружений 6, 9 и 10), соответственно получим:

0,7(-129,16-26,72)+0.85·(-13,53)=-120,62<30,71, следовательно, для определения Mmax следует учитывать крановую нагрузку от двух кранов;

С учетом полученных значений усилий от кратковременных нагрузок получим следующие коэффициенты сочетаний:

- для ветровой нагрузки;

- для крановой нагрузки;

- для кратковременной составляющей снеговой нагрузки.

Рис. 3.1. Эпюры изгибающих моментов в сечениях колонны по оси Б: а - схема расположения сечений; б - эпюры изгибающих моментов

Определение всех неблагоприятных комбинаций расчетных усилий в сечении 3 - 3 для основных сочетаний нагрузок с учетом требований [12] представлено в таблице 3.1.

Таблица 3.1

Определение сочетаний расчетных усилий в сечении 3 - 3 колонны по оси Б

Сочетания усилий	Загружения	Расчетные усилия (силы - в кН; моменты - в кН·м)
		N	M	Nl	Ml
N Mmax	1,4,5, (8,12), 14	1093,96	34,43	1025,38	-5,5
N Mmin	1,2,3, (8,12), 15	847,57	-163,67	847,57	-20,73
Nmax Mmax (Mmin)	1,2,3, (8,12), 15	1101,58	-124,97	1025,38	-5,5
Nmin Mmax (Mmin)	1,4,5, (7,10),14	847,57	-163,66	847,57	-20,73

Расчет продольной арматуры выполняем согласно требованиям пп. 3.53 - 3.60 [7].

Расчетные характеристики бетона и арматуры. Бетон тяжелый класса В20, R_b=11,5МПа, R_bt =0,90 МПа, E_b =27500 МПа. Продольная рабочая арматура класса А500, R_s=R_sc=435 MПа, E_s=200000 МПа. По табл. IV.1 приложения IV для элемента без предварительного напряжения с арматурой класса А500 находим о_R = 0,533 и б_R = 0,391.

Размеры сечения надкрановой части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 9) b = 400 мм, h = 600 мм. Назначаем для продольной арматуры a = а' = 50 мм, тогда h₀ = h - а = 400 - 50= 350 мм (рис. 3.2, а).



Рис. 3.2. К расчету площади сечения продольной арматуры в колонне:

а - схема усилий в расчетном сечении и расположение продольной арматуры; б - к расчету арматуры А_sл на комбинацию усилий N_min и M_max; в - к расчету арматуры А_sп на комбинацию усилий N и M_min; г - к проверке арматуры А_sп и А_sл на комбинацию усилий N и M_max ; д - к проверке арматуры А_sп и А_sл на комбинацию усилий N_max и M_min

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (слева) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N_min и М_max :

N = 847,57 кН, М=34,43 кН·м; N_l = 847,57 кН, М_l = -5,5 кН·м.



Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l₀ = 12,375 м (см. табл. 1.1).

Так как l₀/h = 12,375/0,7= 17,7> 4, то расчет производим с учетом прогиба элемента.

Находим случайный эксцентриситет:

e_a = h / 30 = 700/30 = 23,3 мм; е_а = l /600 =8250/600 = 13.75 мм;

еа=10 мм; принимаем наибольшее значение еа = 23,3 мм.

Вычисляем эксцентриситет

е₀ = M / N= 34,43 /847,57 = 0,0,406 м = 41мм.

Поскольку е₀ = 41 мм > е_а = 23,3 мм, то оставляем для расчета е₀ = 41 мм.

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з.

Для этого находим:

Так как е₀ / h = 41/700= 0,059 0,15, принимаем де= 0,15.

С учетом напряженного состояния сечения (большой эксцентриситет при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования µ = 0,008, где



По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:

Отсюда:

Тогда:

Необходимую площадь сечения симметричной арматуры определим согласно п.3.57[7]. Для этого вычислим значения:

Так как , то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.94)[7],

Тогда получим:

В соответствии с конструктивными требованиями таблицы 5.2[7] (см. табл. IV.11 приложение IV):

A_s,min=A'_s,min=0,002bh₀=0,002·400·550=440 мм².

Для последующих расчетов принимаем A_s=A'_s= 440 мм² .

Тогда получим:, что весьма незначительно отличается от предварительно принятого µ=0,008, следовательно, расчет можно не уточнять, а окончательно принять A_sл=A_s=440 мм².

Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (справа) для несимметричного армирования с учетом, что со стороны сжатой грани (слева) A_sл=440 мм² (по предыдущему расчету).

В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и М_min (рис. 3.2, в): N=847,57 кН, M=¦M_min¦=163,67 кН·м; N_l =847,57кН, М_l =¦M_l¦=-20,73 кН·м.

Вычисляем эксцентриситет

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з.

Для этого находим:

Так как е₀ / h = 193/700= 0,276 > 0,15, принимаем де= 0.276

Возьмем для первого приближения коэффициент армирования µ = 0,009, находим µб= 0,009·7,273 = 0,0655.

По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:

Отсюда:

Тогда:

Соответственно получим:

е = Mз / N + (h0 - a ' )/2 = 195,36 /847,57 + (0,65-0,05)/2 = 0.530 м = 530 мм.

Поскольку по расчету не требуется сжатая арматура, то площадь сечения растянутой арматуры находим по формуле (3.107) [7], принимая сечение сжатой арматуры A's,fact = Asл = 440 мм2 . Вычисляем :

Принимаем армирование у правой грани

Тогда получим:

,

что незначительно отличается от предварительно принятого , следовательно расчет можно не уточнять.

Проверим принятое армирование сечения 3-3, на остальные сочетания расчетных усилий.

Сочетание

, , при

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з.

Для этого находим:

Так как е₀ / h = 32/700= 0,046 0,15, принимаем де= 0.15

Возьмем для первого приближения коэффициент армирования µ = 0,006, находим µб= 0,006·7,273 = 0,0436.

По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:

Отсюда:

Тогда:

По формуле (8.12) [5] находим высоту сжатой зоны бетона:



Поскольку , x не корректируем

Проверяем прочность сечения колонны по условию (8.10) [5]:

373, т. е. прочность обеспечена

Сочетание

,

, при

Согласно п. 3.54[7] определяем коэффициент з.

Для этого находим:

Так как е₀ / h = 126/700= 0.18/ > 0,15, принимаем де= 0.18

Возьмем для первого приближения коэффициент армирования µ = 0,009, находим µб= 0,009·7,273 = 0,0554.

По формуле (3.89)[7] определим жесткость D:



Отсюда:

Тогда:

По формуле (8.12) [5] находим высоту сжатой зоны бетона:

Поскольку , x не корректируем

Проверяем прочность сечения колонны по условию (8.10) [5]:

504, т. е. прочность обеспечена.



3.2 Конструирование продольной и поперечной арматуры в колонне и расчет подкрановой консоли

Анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2Ш18А500 (Asл=Asп=509 мм² > 440 мм²).

В подкрановой части колонны принимаем продольную арматуру 4Ш22А400 (Asл = 15020мм² > 1347 мм²), и у наиболее напряженной грани справа - 4Ш22A400 (Asп=1520 мм² >1498 мм²).

Поперечную арматуру в надкрановой части колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса В500, а в подкрановой - диаметром 6 мм, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом не более 15d =15*22=270 мм; шаг 250 мм , где d - минимальный диаметр сжатых продольных стержней.

Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил.

Для надкрановой части колонны имеем: N=1101,58 кН; N_l=1025,38 кН. Размеры сечения: b=400 мм, h=600 мм. Назначая а=а'=50 мм, получим h₀=h-а=400-50=350 мм.

Расчетная длина надкрановой части колонны l₀=5,85 м (см. табл. 1.1). Так как l₀ /h=5850/400=14,62 < 20 и класс бетона В20 < B35, то проверку прочности выполним в соответствии с п. 3.58[7] как для сжатого элемента на действие продольной силы со случайным эксцентриситетом.

Вычисляем

где A_s,tot= A_sл+A_sп=509+509=1018 мм² и А=bh=400·600=240000 мм².

При по таблице IV.3 приложения IV находим значения коэффициентов

По формуле (3.98)[7] находим коэффициент

При ц = 0,833 несущая способность расчетного сечения колонны, вычисленная по формуле (3.97)[7] будет равна:

следовательно, прочность наддкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, имеем размеры сечения: b=700 мм, h=400 мм и расчетную длину l₀=6,6 м (см. табл. 1.1), а расчетными усилиями в сечении будут: N=1765,73 кН; Nl=1227,94 кН.

Поскольку отношение l₀ /h =6600/400=16,5<17,7 (при расчете сечения 3 - 3 в плоскости рамы), то проверку можно не выполнять, так как прочность обеспечена и при большей гибкости.

В соответствии с п. Ж.1 [5] производим расчет прочности подкрановой консоли (рис. 3.3) на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ш=0,85.

Плиты проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе.

Поскольку , то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A240, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм.

Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (Ж.2)[5]:

Принимаем 3Ш16А500 (As=603 мм²).

Рис. 3.3. К расчету подкрановой консоли



4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

Вычисленные ЭВМ три комбинации усилий N, М и Q для расчета основания и тела фундамента представлены в таблице 4.1.

Таблица 4.1

Комбинации усилий от колонны для расчета фундамента

Случай расчета	Первая	Вторая	Третья
	N	M	Q	N	M	Q	N	M	Q
Основание	913,16	280,65	45,04	1184,52	-402,33	-63,52	1535,42	-270,6	-66
Фундамент	1050,13	322,75	51,80	1362,2	-462,68	-73,05	1765,73	-311,19	-75,9

Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия N_f ⁿ и M_f ⁿ на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций (рис. 4.1, а).

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G₃ =94,56 кН (см. раздел 1), а для расчета основания . Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е₃ = 200/2 + 400 =500 мм =0,5 м.

Анализируя значения усилий в таблице 4.1 находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий.

В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента

Тогда получим:

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами таблицы IV.12 приложения IV для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 1.

Принимая соотношение сторон фундамента в=a/b=0,7 вычислим коэффициент k по формуле:

где R₀ = 0,27 МПа = 270 кПа - расчетное сопротивление грунта по индивидуальному заданию;

г_m = 20 кН/м³ - средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на его обрезах;

d - глубина заложения фундамента по индивидуальному заданию.

Тогда получим следующие ориентировочные размеры сторон фундамента:

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента а =3,3 м и b = 2,3 м и уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания с учетом заданной глубины заложения фундамента согласно приложения В[13]:

где k₁ = 0,125 и k₂ = 0,25 принято для песчаных грунтов по [13].

Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:

кНм

где г_п = 1,1 - для уровня ответственности здания 3;

A_f = ab = 3,2·2,3 = 7,36 м²; W_f = bа²/6 = 1,8·3²/6 = 9.3м³.

Результаты вычисления усилий, краевых и средних давлений на грунт основания приведены в таблице 4.2.

Таблица 4.2

Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента

Комбинации усилий от колонны	Усилия	Давления, кПа
Первая	1435,7	372,8	109,4	305	207.2
Вторая	1707,1	-635,9	413,2	79,5	246,3
Третья	2058	-511,6	431,2	162,7	297

Так как вычисленные значения давлений на грунт основания

,

то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках (см. рис. 4.1). Таким образом, оставляем размеры подошвы фундамента а = 3.4 м и b = 2,7 м.

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку 4.2. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

Рис. 4.1. К определению размеров подошвы фундамента:

а - расчетная схема; б - эпюры давлений на грунт; в - план фундамента

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

Выполним проверку условия прочности нижней ступени фундамента по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении I - I. Для единицы ширины этого сечения (b = 1 мм) находим:

Поскольку , то прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 - 1 и 2 - 2 вычисляем по формуле:

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

Рис. 4.2. К расчету тела фундамента

Минимальное количество арматуры в расчетных сечениях в соответствии с требованиями таблицы IV.11 приложения IV составляет:

Принимаем основной шаг стержней в сетке 200 мм, тогда на ширине b =3,4 м будем иметь в сечении 2 - 2 арматуру 12Ш14 А400, As = 1582,26 мм² > 2603 .

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта соответственно получим:

Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а > 3 м равным 12 мм с шагом 200 мм, тогда в сечении 3 - 3 будем иметь 12Ш12А400, Аs =1357.2 мм².

Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4 - 4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5 - 5 (см. рис.4.2).

Сечение 4 - 4. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами в мм: b = 650; h =a_c =1200; b_f = b'_f = bc= 1350; h_f = h'_f = 325; а = а' = 50; h₀ = 1500.

Вычислим усилия в сечении 4-4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:

Эксцентриситет продольной силы будет равен

Проверяем положение нулевой линии.

Так как

, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямо- угольное с шириной b = b'_f = 1350 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.57[7].

Для этого вычислим значения:



Так как б_n= 0.00012< о_R = 0,533 , то требуемое количество симметричной арматуры определим по формуле (3.93)[7]:

Принимаем A_s = A'_s = 3799,4 мм² (10Ш22А400).

В сечении 5-5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.

Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий е₀ = M_c /N_c = 929.4/2957.5 = 0,314 м.

Поскольку е₀ = 0,314 м > h_c /6 =0,7/6 = 0,117 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету.

Так как е₀ = 0,314 м <hc/2 = 0,35 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6-6 вычисляем по формуле:

Тогда, площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:



Принимаем As = 113,1 мм² (Ш10B500)



СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс; Учебник для вузов. - 6-е изд., репринтное. - М.: ООО «БАСТЕТ».2009г.- 768 с.

2. Кумпяк О.Г., Галяутдинов З.Р., Пахмурин О.Р., Самсонов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебник - М. Издательство АСВ. 2011. - 672 с.

3. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие для вузов - М.; Стройиздат, 1995. - 211 с.

4. Бородачев Н.А. Курсовое проектирование железобетонных и каменных конструкций в диалоге с ЭВМ: Учеб. пособие для вузов - Сама- ра:СГАСУ, 2012. - 304 с.

5. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003.- М.: 2012. - 161 с.

6. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предвари- тельного напряжения арматуры (одобрен постановлением Госстроя РФ от 25.12.2003 г. №215). - М.: Госстрой.- 2004.

7. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52- 101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 214 с.

8. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: Госстрой. - 2005. -15 с.

9. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. - М.: ОАО ЦНИИПромзданий. - 2005. - 158 с.

10. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зданий. -М.: Госстрой.-2007.-22 с.

11. СП 15.13330.2012. Каменные и армокаменные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-22-81*. - М.: ФАУ «ФЦС», 2012. -78 с.

12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. - М.: ОАО « ЦПП», 2011. - 96 с.

13. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*. -М.: ОАО « ЦПП», 2011. - 166 с.

14. ГОСТ 27751-2014. Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения.

15. Рекомендации по расчету прочности и трещиностойкости узлов преднапряженных железобетонных ферм.-М.: НИИЖБ Госстроя СССР, 1987. - 47 с.

16. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01-84), - М.:ЦИТП, 1986.

17. ГОСТ Р 21.1101-2009. СПДС. Основные требования к пректной и рабочей строительной документации.

18. ГОСТ 21.501-93. СПДС. Правила выполнения архитектурно- строительных рабочих чертежей.

19. Проектирование железобетонных конструкций: Справ.пос./А.Б. Голышев, Б.Я. Бачинский и др.;под ред. А. Б. Голышева.- К,:Будiвельник,1990. - 544 с

Размещено на Allbest.ru

...