0
БОЛЬШАЯ ЛЕНИНГРАДСКАЯ БИБЛИОТЕКА - РЕФЕРАТЫ - Технология строительства промышленного здания с использованием железобетонных конструкций.
Технология строительства промышленного здания с использованием железобетонных конструкций.
Расчётная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы определяется по формуле.
где b - шаг поперечных рам, b = 12 м.
Опорная реакция ригеля рамы на крайней колонне.
FR,кр = qП ·L/2 = 38,17·27/2 = 515,3 кН.
на средней колонне.
FR,ср = qП ·L = 38,17·27 = 1030,6 кН.
где L - пролет здания, равный 27 м.
Расчётная нагрузка от стеновых панелей и остекления в верхней части колонны.
Расчётная нагрузка передаваемая на фундаментную балку от веса остекления и стенового ограждения в нижней части колонны.
Поверхностная масса стеновых панелей 200 кг/м2 (Qст=2 кН/м2), переплетов с остеклением 35 кг/м2 (Qок=0,35 кН/м2.
гf,ст = 1,2 - для стен; для остекления гf,ок = 1,1.
h - высота стеновой панели или остекления.
Расчетная нагрузка от подкрановых балок.
Fпб= гf • гн • Gпб = 0,95 • 1,1 • 115 =120,18 кН.
Gпб - нормативный вес подкрановой балки пролетом L = 27 м.
Расчетная нагрузка от веса колонн.
Определение нагрузок от давления снега и ветра.
По приложению к СНиП 2.01.07 - 85* «Нагрузки и воздействия» вес снегового покрова в Екатеринбурге (расположен в I-ом снеговом районе) расчётное значение снеговой нагрузки so = 1,8 кПа.
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы определяется по формуле.
qсн = гн· м · so · b = 0,95·1·1,8·12 = 20,52 кН/м.
где so --расчётное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемая в зависимости от района строительства.
м - коэффициент перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1 м2 проекции кровли, при уклоне б 25є принять равным единице.
b -- шаг стропильных конструкций.
Расчетная снеговая нагрузка.
- на крайние колонны.
Fкр, сн = qсн ·L/2 =кН.
- на средние колонны.
Fср, сн = qсн ·L =кН.
По приложению к СНиП 2.01.07 - 85 «Нагрузки и воздействия» скоростной нормативный напор ветра в Екатеринбурге (расположена во II-ом районе по давлению ветра) wo=0,38 кН/м2. Тип местности В (города с окраинами, лесные массивы и подобные местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м.
При расчете одноэтажных производственных зданий высотой до 36 м при отношении высоты к пролету менее 1.5, размещаемых в местностях типов А и В, учитывается только статическая составляющая ветровой нагрузки, соответствующая установившемуся напору на здание. Характер распределения статической составляющей ветровой нагрузки в зависимости от высоты над поверхностью земли определяют по формуле.
qB = гн гf weq c b.
где weq --эквивалентное по моменту в заделке значение ветрового давления.
с -- аэродинамический коэффициент; c 0,8 для наветренной стороны, c0,6 для подветренной стороны.
гf -- коэффициент коэффициент перегрузки, который для зданий равен 1,2.
b -- ширина расчетного блока.
Определим ординаты эпюр нормативного ветрового давления на раму на высоте 5; 10; 12,3; 18 м. Коэффициент k, учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания, определим интерполяцией по таблице 6 СНиП 2.01.07-85.
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно распределённым, эквивалентным по моменту в заделке колонны (консольной балки длиной 12,3 м) по формуле.
где - сумма моментов относительно заделки колонны равнодействующих, определенных на участках в пределах высоты колонны с линейно изменяющейся ветровой нагрузкой.
Расчётная погонная нагрузка от ветра на крайние до отметки 18 м.
- с наветренной стороны w = 0,95·1,2·0,232·0,8·12=2,54 кН/м.
- с заверенной стороны wp = 0,95·1,2·0,232·0,6·12=1,91 кН/м.
Ветровую нагрузку на шатёр - выше отметки 18 м (от низа ригеля до наиболее высокой точки здания), заменяем сосредоточенной силой, приложенной в уровне низа ригеля рамы (на расчётной схеме). Определим сосредоточенную силу от ветровой нагрузки.
Определение нагрузки от крановых воздействий.
Вертикальные усилия от мостового крана.
Согласно ГОСТ 25546-82 принимаем следующие характеристики для крана Q = 50/5 т: Fn,max = 465 кН, пролёт крана Lк = 27- 2•0,75 = 25,5 м, база крана K = 5250 мм, ширина крана В = 6760 мм.
Вертикальная крановая нагрузка передается на подкрановые балки в виде сосредоточенных сил Fmax и Fmin при их невыгодном положении на подкрановой балке. Расчетное давление на колонну, к которой приближена тележка, определяется по формуле.
Dmax = гн гf •пс• Fn,max • yi.
где гf - коэффициент перегрузки.
nс - коэффициент сочетаний, принимаемый равным 0,85 при 2-х кранах у крайней колонны и 0,70 при 4-х кранах у средней колонны.
Fn,max - нормативное вертикальное усилие колеса.
yi - сумма ординат линий влияния.
Силу Dmin можно определить если заменить в формуле Fn,max на F n,min, т. е. на нормативные усилия, передаваемые колесами другой стороны крана на противоположную колонну.
Наименьшее давление колеса крана вычисляется по формуле (XIII.1 [1.
где Q --грузоподъемность крана в т.
Q k -- полный вес крана с тележкой, т.
no --число колес на одной стороне крана.
Рис. 2. Линии влияния крана (Fn = 195 кН.
Вертикальная крановая нагрузка при 2-х сближенных кранах у крайней колонны.
Dmax_2 = 0,95•1,1•0,85•465 (1+0,633+0,842+0,475)=1218,46 кН.
Dmin_2 = 0,95•1,1•0,85•105,85 •2,95= 277,36 кН.
Вертикальная крановая нагрузка при 4-х сближенных кранах у средней колонны.
Dmax_4 = 2•( гн гf •пс• Fn,max • yi)= 2•(0,95•1,1•0,7•465 •2,95)= 2006,87 кН.
Определение горизонтальной силы от мостового крана.
Горизонтальная сила от мостового крана, расположенная в плоскости поперечной рамы, возникает из-за перекосов крана, торможения тележки, распирающего воздействия колес при движении по рельсам, расстояние между которыми несколько меньше пролета крана и т. п. Нормативное значение силы передаваемой одним колесом на поперечную раму, для крана с гибким подвесом грузов, определяется по формуле (XIII.2 [1.
где Q - грузоподъемность крана (т.
n0 - число колес с одной стороны крана.
QТ - масса тележки (т.
Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками от двух кранов при поперечном торможении на колонну от силы. определяется по формуле.
где гf - коэффициент перегрузки, равный 1,1.
nc - коэффициент сочетания, равный при работе двух мостовых кранов среднего режима работы 0,85.
y - сумма ординат линий влияния (рис. 2.
3. Эксцентриситеты приложения нагрузок.
-от опорной реакции балки покрытия в надкрановой части колонны.
-от опорной реакции балки покрытия в подкрановой части.
-от вертикального давления мостовых кранов на крайнюю колонну.
-от вертикального давления мостовых кранов на среднюю колонну.
-от стен и остекления в подкрановой части.
3. Статический расчет поперечной рамы.
Составление задания на статический расчет поперечной рамы на ЭВМ.
Так как при расчете на ЭВМ на расчетной схеме мы задаем не все эксцентриситеты приложения сил, то часть вертикальных сил принимаем как моменты с плечом е0i.
1. Постоянная нагрузка от собственного веса.
При расчете на ЭВМ задаем.
- опорные реакции ригеля рамы: на крайних колоннах: FR,кр = 515,3 кН; на средней колонне: FR,ср = 1030,6 кН.
- момент в месте сопряжения ригеля с крайними колоннами.
МП1=FR,кр·е01 =515,3·0,15 =77,3 кН·м.
- момент в уступах крайних колонн задаем от веса стеновых панелей и остекления (89,88 кН), веса подкрановой балки (120,18 кН), надкрановой части колонны (32,13 кН) и опорной реакции ригеля (515,3 кН.
МП2 = -F1 ·е04+Fпб ·е03 - (FR,кр + Fкол,кр)·е02= -89,88·0,92+120,18·0,25 - (515,3+32,13)·0,45 = -44,17 кН·м.
- нагрузка от подкрановых балок прикладывается в уступе: на крайних колоннах: Fпб=120,18 кН; на средней колонне: Fпб_ср=240,36 кН.
Нагрузки от веса стеновых панелей и остекления и колонны учитываем как распределенные соответственно по высоте верхней ((89,88+33,95)/5,7=21,74 кН/м - для крайних; 33,95/5,7=5,95 кН/м - для средних) и нижней части колонны ((111,15+289,2)/12,3=32,6 кН/м - для крайних; 289,2/12,3=23,51 кН/м - для средних.
2. Снеговая нагрузка.
- опорные реакции ригеля рамы: на крайних колоннах: Fкр, сн =277,02 кН; на средней колонне: Fср, сн =554,04 кН.
- момент в месте сопряжения ригеля с крайними колоннами.
Мсн1= Fкр, сн·е01 =277,02·0,15=41,55 кН·м.
- момент в уступах колонн.
Мсн2 = Fкр, сн · е02 = 554,04 ·0,15 =83,11 кН.
3.Вертикальное давление от мостовых кранов.
Вертикальная крановая нагрузка от 2-х сближенных кранах.
Мmin на крайнюю колонну.
Мmax на крайнюю колонну.
4. Горизонтальная нагрузка от торможения крановой тележки.
Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками от двух кранов при поперечном торможении на колонну от силы. определяется по формуле.
5. Ветровую нагрузку принимаем линейно распределенной по высоте крайних колонн, сосредоточенную силу от ветровой нагрузки - приложенной в уровне ригеля.
На основании полученных значений внешних воздействий производим определение внутренних усилий в элементах поперечной рамы, для следующих загружений.
1. постоянная нагрузка.
2. снеговая нагрузка.
3. вертикальная крановая нагрузка (от двух кранов) на левую колонну крайнего ряда.
4. вертикальная крановая нагрузка (от двух кранов) на колонну среднего ряда.
5. вертикальная крановая, от четырёх кранов, на колонну среднего ряда.
6. тормозная крановая на левую колонну крайнего ряда.
7. то же на колонну среднего ряда.
8. ветровая слева.
9. ветровая справа.
Результаты статического расчёта для элементов поперечной рамы представлены в таблице № 3.
4. Расчёт и конструирование крайней колонны.
4.1 Характеристики бетона и арматуры.
Для изготовления колонны применяется тяжёлый бетон класса В20, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. Данный бетон имеет следующие характеристики прочности и деформативности: при коэффициенте условий работы гb2 = 1: Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,90 МПа; Eb = 24·10і МПа.
В качестве продольной арматуры колонны принимаем арматуру класса А-III, d 10мм, имеющую следующие характеристики Rs = Rsc =365 МПа; Es = 2·105 МПа, поперечную арматуру принимаем класса А-I.
4.2 Расчёт прочности надкрановой части колонны.
Размеры прямоугольного сечения: b = 380 мм; h = h2 = 600 мм; для продольной арматуры принимаем а = а' = 40 мм, тогда рабочая высота сечения.
h0 = h - а = 600 - 40 = 560 мм.
Рассматриваем сечение 1-0 на уровне верха консоли, в котором действуют три комбинации расчётных усилий, приведённые в таблице. Так как в статическом расчёте рамы-блока по крайним рядам принимались по одной колонне, то для подбора арматуры расчётные усилия остаются те же (табл.№6.
Комбинации усилий для надкрановой части колонны Таблица №6.
Усилия от всех нагрузок без учёта крановых и ветровых (см. табл.№5.
M' = 24,8 кН·м; N' =920,53 кН.
Усилия от продолжительно действующих (постоянных) нагрузок.
Ml = 18,88 кН·м; Nl =643,51кН.
Расчёт прочности сечения колонны должен выполнятся на 4 комбинации усилий, а расчётное сечение симметричной арматуры должно приниматься наибольшим. В целях упрощения количества расчётов, расчет прочности сечения колонны можно производить по наиболее опасному сочетанию нагрузок. В данном случае расчет производим по первому сочетанию нагрузок (Mmax.
Расчётное сопротивление Rb принимаем с коэффициентом гb2 = 1,1, т.к. в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки.
Расчёт в плоскости изгиба.
Расчётная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. XIII.1 [1]; при учёте крановых нагрузок l0 = 2H2; без учёта крановых нагрузок l0=2,5H2. В данном случае l0 =2·5,7 =11,4 м.
Определяем гибкость надкрановой части колонны по формуле.
где i - радиус инерции сечения, м.
Так как минимальная гибкость в плоскости изгиба л=l0/i =1140/17,32 =48,5 14, то необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.
еа1 = l0/600 = 11,4/600 = 0,019 м = 19 мм.
ea2 = h/30 = 0,6/30 = 0,02 = 20 мм.
Эксцентриситет приложения нагрузки е0 = |M|/N =3659/892,83 = 4,1см еа2= =20 мм, следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.
Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета з.
д = е0/h = 4,1/600 = 0,007 де.
min = 0,5 - 0,01· l0/h - 0,01· Rb гb2 =0,5-0,14- 0,01•11,5•1,1 =0,234. Принимаем д= 0,234.
I -момент инерции бетонного сечения, м4.
Is - приведённый момент инерции сечения арматуры, вычисляемый относительно центра тяжести бетонного сечения, и определяемый по формуле (3.2.3),м4.
м - коэффициент армирования, в первом приближении задаёмся равным 0,01.
а=а/ =4см - расстояние от наружной грани до центра тяжести арматуры.
б =Es/Eb =200/24 =8,33.
цl - коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии, определяемый по формуле.
цl=1 + в Ml/M, (IV.20[1.
M и Мl - моменты, определяемые относительно оси, параллельной границе сжатой зоны, проходящей через центр растянутой или менее сжатой (при полностью сжатом сечении) арматуры, соответственно от совместного действия всех нагрузок и от постоянной и длительной нагрузки.
в - коэффициент принимаемый согласно табл. IV.2[1], принимаем в=1.
Моменты М и МI одного знака, тогда коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки.
цl = 1 + в·|M1l/M1| = 1 + 1·240,16/139,88 =2,72.
M1l = Ml + Nl·(0,5·h - a) =18,88 +643,51·(0,38·0,6 - 0,04) =138,86 кН·м.
M1 = M + N·(0,5·h - a) =36,59+892,83•0,29=240,16 кН·м.
цsp - коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жёсткость элемента в предельном состоянии, принимаем равным 1 т.к. нет предварительного обжатия.
Определяем моменты инерции сечения.
Условная критическая сила.
Определяем коэффициент увеличения начального эксцентриситета по формуле.
з=1/(1 - N/Ncr), (IV.18[1.
з = 1/(1 -892,83/7190) =1,14.
Определяем высоту сжатой зоны сечения, из уравнения (3.2.4.
N=Rb•b•x +RscAs/ - RsAs (3.2.4.
Т.к. колонна имеет симметричное армирование, т.е. As = As/ и Rsc =Rs, то из уравнения (3.2.4), высота сжатой зоны сечения.
Относительная высота сжатой зоны: о=х/h0=14,1/56 =0,25.
Определяем значение граничной относительной высоты сжатой зоны.
где w =0,85 -0,008 Rb =0,85 - 0,008•1,1•11,5=0,749- коэффициент полноты фактической эпюры напряжений в бетоне при замене её условной прямоугольной эпюрой; уsc,u =400 МПа т.к. гb2 1; уSR=Rs =365 МПа.
оR =0.749/[1+365/400(1 - 0,749/1,1)]=0,58 о=0,211.
Определение требуемой площади сечения поперечной арматуры.
Требуемая площадь сечения продольной арматуры при симметричном армировании определяется по следующей формуле.
где, е - расчётный эксцентриситет продольной силы, определяемый по формуле.
е=е0 з +h/2 - а =4,1•1,11 +30 - 4=30,55 см.
Т.к. Аs 0, то площадь арматуры назначаем по конструктивным соображениям Аs =0,002bh0 =0,002•38•57=4,33см2. Принимаем 3d16A-III c As=6,03см2 по м1=2•6,03/(60•38)= 0,004 для определения Ncrc ,было принято м1=0,01 перерасчет не производим из-за небольшой разности в значениях м1 и по причине конструктивного принятия сечения арматуры.
Проверку достаточности сечения арматуры не производим по остальным сочетаниям т.к. различие в продольной силе не значительны и они не могут существенно повлиять на сечения арматуры.
Расчёт из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы, т.е. в этом случае h = b =380 мм. Расчётная длина надкрановой части из плоскости составляет.
l0= ш·H1= 1,5·5,7=8,55 м (табл. XIII.1[1.
Расчёт сечения колонны в плоскости перпендикулярной плоскости изгиба не производим, т.л. гибкость из плоскости.
l0//iу=855/10,97 =77,93 л=l0/i=48,5, где.
4.3 Расчёт прочности подкрановой части колонны.
Т.к. подкрановая часть колонны имеет сплошное сечение, то расчёт выполняем аналогично расчету надкрановой части.
Размеры прямоугольного сечения: b = 500 мм; h = h1 = 900 мм; для продольной арматуры принимаем а = а' = 50 мм, тогда рабочая высота сечения h0 = h - а = 900 - 50 = 850 мм.
Комбинации усилий для надкрановой части колонны Таблица №6.
Усилия от всех нагрузок без учёта крановых и ветровых (см. табл.№5.
M' = -7,81 кН·м; N' =1441,69 кН Q =2,27 кН.
Усилия от продолжительно действующих (постоянных) нагрузок.
Ml = -12,2кН·м; Nl =1164,67кН Q=3,31 кН.
Расчет производим по третьему сочетанию нагрузок (Nmax.
Расчётное сопротивление Rb принимаем с коэффициентом гb2 = 1,1, т.к. в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки.
Расчёт в плоскости изгиба.
Расчётная длина подкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. XIII.1 [1]; при учёте крановых нагрузок l0 = 1,5H1; l0 =1,5·12,3 =18,45 м.
Определяем гибкость надкрановой части колонны по формуле.
где i - радиус инерции сечения, м.
Так как минимальная гибкость в плоскости изгиба л=l0/i =18,45/43,3=42,49 14, то необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.
еа1 = l0/600 = 18,45/600 = 0,03 м =30 мм.
ea2 = h/30 = 1,5/30 =0,05=50 мм.
Эксцентриситет приложения нагрузки е0 = |M|/N =34829/2510,6=13,87 еа2= 25мм, следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.
Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета з по формуле (IV.19[1.
д = е0/h = 13,87/1500=0,009 де.
min = 0,5 - 0,01· l0/h - 0,01· Rb гb2 =0,5-0,132-0,01•11,5•1,1 =0,242. Принимаем д= 0,242.
б =Es/Eb =200/24 =8,33.
Принимаем коэффициент армирования равным м=0,01.
Определяем моменты инерции сечения.
в - коэффициент принимаемый согласно табл. IV.2[1], принимаем в=1.
Моменты М и МI одного знака, тогда коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки.
цl = 1 + в·|M1l/M1| = 1 + 1·803,1/1001,37=1,8.
M1l = Ml + Nl·(0,5·h - a) = -12,2+1164,67·(0,5·1,5-0,05) =803,1 кН·м.
M1 = M + N·(0,5·h - a) = -7,81+1441,69•0,7=1001,37 кН·м.
цsp - коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жёсткость элемента в предельном состоянии, принимаем равным 1 т.к. нет предварительного обжатия.
Определяем моменты инерции сечения.
Условная критическая сила.
Определяем коэффициент увеличения начального эксцентриситета по формуле.
з=1/(1 - N/Ncr), (IV.18[1.
з = 1/(1 -2510,6/9720) = 1,35.
Определяем высоту сжатой зоны сечения, из уравнения (3.2.4.
N=Rb•b•x +RscAs/ - RsAs (3.2.4.
Т.к. колонна имеет симметричное армирование, т.е. As = As/ и Rsc =Rs, то из уравнения (3.2.4), высота сжатой зоны сечения.
Относительная высота сжатой зоны: о=х/h0=22,65/150 =0,151.
Определяем значение граничной относительной высоты сжатой зоны по формуле (II.42[1.
оR =0,749/[1+365/400(1 - 0,749/1,1)]=0,58 о=0,324.
w =0,85 -0,008 Rb =0,85 - 0,008•1,1•11,5=0,749уsc,u =400 МПа т.к. гb2 1.
оR =0.749/[1+365/400(1 - 0,749/1,1)]=0,58 о=0,211.
Определение требуемой площади сечения поперечной арматуры.
Требуемая площадь сечения продольной арматуры при симметричном армировании определяется по следующей формуле.
где, е - расчётный эксцентриситет продольной силы, определяемый по формуле: е=е0 з +h/2 - а = 37,78•1,17 +40 - 5=72,78 см.
Т.к. Аs 0, то площадь арматуры назначаем по конструктивным соображениям Аs =0,002bh0 =0,002•50•150=15 см2. Принимаем 3d18A-III c As=7,63см2 по м1=2•7,63/(75•50)= 0,004 для определения Ncrc ,было принято м1=0,01 перерасчет не производим из-за небольшой разности в значениях м1 и по причине конструктивного принятия сечения арматуры.
Расчёт из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы, т.е. в этом случае h = b = 500 мм. Расчётная длина надкрановой части из плоскости составляет l0= ш·H1= 0,8·12,3 =9,84 м (табл. XIII.1[1.
Расчёт сечения колонны в плоскости перпендикулярной плоскости изгиба не производим, т.л. гибкость из плоскости l0//iу= 9,84/14,43 =6,8 л=l0/i=48,5, где.
4.4 Расчёт крановой консоли.
На крановую консоль колонны действует сосредоточенная сила от веса подкрановой балки и вертикального давления кранов.
Qc = (Gп + Dmax) = 120,2 +1218,46 =1338,66 кН.
Размеры консоли по рис. 3.4. hc = 1000 мм; lc = 500мм; а = 40мм; h0 = 960мм. Подкрановые балки с шириной опорной площадки 300 мм опирается поперёк консоли, тогда lоп = 300 мм; ll = 300 мм. Так как на консоль действуют нагрузки малой суммарной продолжительности, то расчётные сопротивления бетона принимаем с коэффициентом гb2 = 1,1; Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа.
Так как Qc =1338,66 кН 2,5· Rbt·b·h0 = 2,5·990·0,5·1,0 =1437,5 кН, прочность бетонного сечения консоли достаточна и поперечное армирование её выполняется по конструктивным требованиям. При hс=1000 мм 2,5·s = 625мм поперечное армирование принимаем в виде горизонтальных хомутов из стержней Ш6 A-III с шагом 150 мм по высоте консоли.
Т.к. усилие от подкрановой балки передается на консоль колонны не по всей площади то необходимо проверить прочность бетона консоли под опорной площадкой.
Прочность консоли под опорой плитой подкрановой балки на местное сжатие (смятие) определяется по формуле.
N Rb,loc·Aloc, (3.4.1.
где, Aloc - площадь смятия.
A loc = b·lоп = 50·30 = 1500 смІ.
Rb,loc - расчётное сопротивление бетона местному смятию, определяется по формуле (IV.69[1.
Rb,loc = цb· Rb•гb2, (3.4.2.
цb - коэффициент, учитывающий повышение несущей способности бетона при местном смятии, принимаемый согласно эмпирической зависимости.
А1 - площадь опорной поверхности консоли, А1 =k•b =65•50 =3250 см2.
Rb,loc = 1,3•11,5•1,1 =16,45 МПа.
Проверяем условие прочности.
N = Qc =1338,66 кН Rb,loc·A loc = 16450·15·10-2 =2467,5 кН.
следовательно, смятие бетона консоли не происходит.
Определяем требуемую площадь сечения продольной арматуры консоли.
Площадь сечения продольной арматуры определяем по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25%, принимаем н=0,9.
- изгибающий момент консоли у грани колонны, согласно формуле (XI.22[1.
Принимаем 2d20 A-III с As=6,28 см2.
Конструирование арматуры консоли.
Т.к. данная консоль является короткой (h=100см 2,5s=62,5см), то армирование выполняем посредством горизонтальных хомутов и отогнутых стержней. Суммарное сечение отгибов пересекающих верхнюю половину отрезка lw: Аi=0,002bh0 =0,002•50•96=9,6 см2 принимаем 3d22 A-III с As=11,4 см2.
Горизонтальные хомуты принимаем d6 А-I, с шагом 100 мм.
Для надёжной анкеровки продольной арматуры, она должна быть заведена за грань колонны на длину не менее чем lan = 12·d = 12·20 = 240 мм. Принимаем lan = h1 = 250 мм.
4.5 Конструирование арматуры колонны.
Схема армирования колонны показана на рис.3.5.1. Надкрановая часть колонны армируется пространственным каркасом образованным из двух плоских каркасов. Диаметр поперечных стержней при диаметре рабочей продольной арматуры d16 мм принимаем из условия свариваемости арматуры по d8мм A-III c шагом s=300мм, что менее 20d=20•16=320мм. Т.к расстояние в цвету между продольной арматурой в большем сечении колонны превосходит минимально допустимое расстояние в свету между стержнями, то необходимо между ними конструктивно установить дополнительные стержни. Диаметр таких стержней для надкрановой и подкрановой части принимаем равным 12мм.
Аналогично производим армирование подкрановой части колонны. В качестве поперечной арматуры принимаем арматуру класса A-III d8, установленную с шагом s=300мм 20 20d=20•18=360мм.
5. Расчет и конструирование фундамента.
Данные для проектирования. Расчетное сопротивление грунта R0 = 3,6 *10-1 (МПа); бетон тяжелый класса B12,5; Rbt = 0,66 (МПа); арматура из горячекатаной стали класса A-300, RS = 280 (МПа); вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах (кН/м3.
Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию усилий: M = 348,29(кНм); N = 2510,6 (кН); Q =106,03 (кН). Нормативное значения усилий определяем делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке. Mn = 302,86 (кНм); Nn = 2183,13 (кН); Qn = 92,75 (кН.
5.1 Определение геометрических размеров фундамента.
Глубину стакана фундамента принимаем 90 см, что не менее значений.
где d - диаметр продольной арматуры колонны. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 250 (мм). Полная высота фундамента H = 900 + 250 = 1150 (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.
где 1,05 - коэффициент, учитывающий наличие момента.
Назначаем отношение сторон b/a = 0,8; получаем (м); (м.
Окончательно размеры подошвы фундамента принимаем 3,6 х 3,2 (м.
A = 11,52 (м2); W = 6,9 (м3.
Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле.
где h - высота сечения колонны; bcol - ширина сечения колонны.
Полная высота фундамента H = 0,25 + 0,05 = 0,30 (м) 1,2 (м). Следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы.
Определяем нормативную нагрузку от веса фундамента и грунта на его обрезах.
При условии, что.
5.2 Расчет и конструирование 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.
Определяем расчетные изгибающие моменты.
Максимальное расчетное усилие N = 845 кН.
Определяем площадь сечения арматуры.
Аsp = N/Rs·гs6 = 845000/108000·1,15 = 6,8 см2.
Принимаем 515 К-7 с Аsp = 5,66 см2.
Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Элемент относится к 3-й категории. Принимаем механический способ натяжения арматуры. Величину предварительного напряжения в арматуре sp при =0,05sp назначаем из условия sp+ Rs,ser; sp+0.05sp 1300Мпа; sp=1300/1.05=1238 Мпа. Принято sp=1200Мпа.
Определяем потери предварительного напряжения в арматуре при sp=1.
а) от релаксации напряжений в арматуре.
1 = (0,22(sp/Rs,ser) - 0,1) ·sp = (0.22(1200/1300) - 0,1) ·1200=123,7МПа.
б) от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств (при t=65.
2 = 1,25t = 1,25·65 = 81,25Мпа.
в) от деформации анкеров (при = 2мм.
3 = Es·/l = 1,8·105·0,2/2500 = 14,5 Мпа.
г) от быстронатекающей ползучести бетона при.
bp/Rbp = 8,78/28 = 0,313 = 0,75.
6 = 40·0,85·bp/Rbp = 40·0,85·0,313 = 11Мпа.
bp = P1/Ared = 879,09 Н/ см2.
Приведенная площадь сечения.
Ared = A + Asi* = 20·30 + 5,66·5,54 = 631,36 см2.
Первые потери составляют.
los1 = 1 + 2 + 3 + 6 = 123,7 + 81,2 + 14,5 +11= 230,4Мпа.
а) от усадки бетона класса В40, подвергнутый тепловой обработки, 8=50Мпа.
б) от ползучести бетона при.
P1 = 5,66(1200-230,4)(100) = 548793,6H.
bp = 548,7936(1000)/631,36 = = 8,69 МПа.
bp/Rbp = 8,69/28 = 0,31 = 0.75.
9 = 150·0,85·bp/Rbp = 150·0,85·0,31 = 39,6 МПа.
Вторые потери составляют los2 = 8 + 9 = 50 + 39,6 = 89,6 МПа.
los = los1 + los2 = 230,4 + 89,6 = 320 МПа.
Расчетный разброс напряжений при механическом способе натяжения принимается равным.
sp = 0,05sp, np = 5 (515 К-7.
Так как sp = 0,036 0,1, то окончательно принимаем s p= 0,1.
Сила обжатия при.
sp = 1 - sp = 1 - 0,1 = 0,9.
P = As(sp - los)sp = 5,66 (1200 - 320)0,9 = 4482 кН.
Усилие, воспринимаемое сечением при образовании трещин.
Ncrc = i(Rbt,ser(A + 2As) + P) = 0,85(2,1(10-1 )(20·30+2·5,54·5,66) + +4482 = 392,8кН.
где I = 0,85 - коэффициент, учитывающий снижение трещиностойкости вследствие жесткости узлов фермы. Так как Ncrc Nn, то условие трещиностойкости не соблюдается, т.е.необходим расчет по раскрытию трещин.
Проверим ширину раскрытия трещин с коэффициентом, учитывающим влияние жесткости узлов i=1,15 от суммарного действия постоянной нагрузки и кратковременного действия полной снеговой нагрузки.
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки.
s = (Nn - P)/As = 845 - 155 /5,66 = 121 МПа.
P = sp(sp - los)As = 1·(1200 - 320)5,66 = 155 кH.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки.
- коэффициент, принимаемый для растянутых элементов 1,2.
l - коэффициент, принимаемый при учете продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, 1,5 кратковременных и непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок равным 1.
d = 16 мм - диаметр К-7.
Тогда acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3 = 0,143 - 0 + 0 = 0,143 (0,15мм.
6.4 Расчет верхнего пояса.
b x h = 20 х 20 см.
l0 = 0,9·300 = 270 см.
l0/b = l0/h = 13,5 20.
Пояс рассчитывается на внецентренное сжатие с учетом только случайных эксцентриситетов.
ea (1/30)·h = (1/30)·20 = 0,66 см.
ea l/600 = 300/600 = 0,5 см.
Проверяем несущую способность сечения при e0 ea.
N n·[RbA + Rsc(As + A's.
Предварительно задаемся по конструктивным соображениям процентом армирования = 1% и вычисляем.
As + A's = А = 0,01·20·20 = 4 см2.
Что соответствует 412 A-III с Аs = 4,52 см2.
N1e / N = 647,34/874,87 = 0,74.
= 0,902 + 2(0,91 - 0,902)·0,21 = 0,905.
Подставляем полученные значения.
874870 0,905[1980·400 + 36500·4,52] = 896067 Н - условие удовлетворяется.
I = 20·203/12 = 13333,33 см4.
б = Es/Eb = 2·105/0,325·105 = 6,154.
Is = ·b·h0·(0,5h - a)2 = 0,01·20·16·(0,5·20 - 4)2 = 115,2 см4.
М1ld = Мld + Nld(h0 - a)/2 = 0 + 647,34(16 - 4)/2 = 3884,04 кН·см.
М1 = 0 + 874,87(16 - 4)/2 = 5249,22 кН·см.
l = 1 + в·М1ld/М1 = 1 + 1·3884,04/5249,22 = 1,74.
дl = e0/h = 0,01/0,2 = 0,05.
дl,min = 0,5 - 0,01·270/20 - 0,01·0,9·22 = 0,167.
Принимаем дl = дl,min = 0,167.
e = e0· + 0,5·h - a = 0,01·2,86 + 0,5·0,2 - 0,04 = 0,0,886 м = 8,86 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона.
щ = 0,85 - 0,008 гb2Rb = 0,85 - 0,008·0,9·22 = 0,692.
Относительная продольная сила.
д1 = а/h0 = 4/16 = 0,25.
Следовательно, при принятом сечении 20 х 20, арматура не требуется. Оставляем размер сечения верхнего пояса одинаковым с нижним поясом и армирование 512 A-III с Аs = 4,66 см2.
6.5 Расчет элементов решетки.
Рассмотрим растянутый раскос №20.
Аs = N/Rs = 89290/365·100 = 2,45 см2.
Принимаем 410 А-III с Аs = 3,14 см2.
= Аs/А = 3,14/10·20 = 0,016 = 1,6% min = 0,1.
Остальные растянутые раскосы и стойки армируем конструктивно.
48 А-III с Аs = 2,01 см2.
= Аs/А = 2,01/10·20 = 0,01= 1% min = 0,1.
Nc = Rs·Аs = 365·100·2,01= 73,37 кН.
Стойки №9, №29 армируются также, как и раскосы №19 и №20 - 410 А-III с Аs = 3,14 см2.
Рассмотрим сжатый раскос №11.
Nmax = - 232,62 кН.
l0 = 0,9•355 = 319,5 см.
ea = h/30 = 0,33 см.
ea = l0/600 = 319,5/600 = 0,53 см, но не менее 1 см. Принимаем.
l0/h = 319,5/10 = 31,95 20.
e = e0з + h/2 - a = 1·1 + 10/2 - 3,5 = 2,5 см.
s0 = 0,5bh2 = 0,5·20·102 = 1000 см3.
Принимаем из конструктивных соображений 8 А-III с Аs = 2,01 см2.
= Аs/А = 2,01/10·20 = 0,01 = 1% min = 0,1.
Аналогично армируем все остальные сжатые элементы решетки, так как усилия в них меньше чем для рассчитанного раскоса.
6.6 Конструирование элементов фермы.
Опорный узел (рис. 8.1, а.
В опорном узле подбираются.
- дополнительная продольная ненапрягаемая арматура, компенсирующая понижение расчетного усилия в напрягаемой арматуре из-за недостаточной анкеровки последней в узле.
- поперечные стержни, обеспечивающие прочность по наклонным сечениям.
Рис. 6.1. К расчёту узлов фермы: а - опорного узла; б - промежуточного узла.
Требуемая площадь дополнительной ненапрягаемой арматуры.
Принимаем 412 А-III с Аs = 4,52 см2.
Требуемая длина анкеровки ненапрягаемой арматуры.
lan = 35d = 35·12 = 420 мм, меньше ее фактической длины.
Расчет на отрыв по наклонному сечению АВ.
Принимаем в опорном узле два каркаса, располагая их у противоположных граней узла; шаг поперечных стержней в каркасе 100 мм. Тогда наклонное сечение пересекает.
n = 2·8 = 16 стержней.
Требуемая площадь сечения одного поперечного стержня.
Nsp = RspAspl'p/lp = 1080·566·580/1500 = 236,36 кН.
Ns = RsAsl1а/lar = 365·452·1 = 165 кН.
Принимаем 6 А-III с Аs = 0,28 см2.
Расчет на изгиб по наклонному сечению АВ.
где в - угол наклона приопорной панели верхнего пояса tg в=145/290=0.5 и в=26,36, sin в=0,448.
l = 1150 мм - длина опорного узла.
zsw = (l2 - 100)/2 = (850 - 100)/2 = 375 мм - расстояние от центра тяжести сжатой зоны до равнодействующей усилий в поперечной арматуре узла.
а = 150 мм - расстояние от торца до центра опорного узла.
l2 = l - 300 = 1150 - 300 = 850 мм.
h0p = hsup - 0,5·h = 800 - 0,5·300 = 650 мм.
Принимаем 6 А-III с Аs = 0,28 см2.
Промежуточный узел нижнего пояса (рис. 6.1, б.
Фактическая длина заделки.
Длина линии отрыва.
Принимаем шаг поперечных стержней 100 мм.
Количество поперечных стержней.
n = 645·2/100 - 2 = 12 шт.
Требуемая площадь сечения одного поперечного стержня.
где k2 = 1,1 - для данного узла нижнего пояса.
а = 3·d = 3·10 = 30 мм.
lan = 35·d = 35·10 = 350 мм.
Объединяем стержни в каркас с помощью цельноугольного окаймляющего стержня площадью сечения.
Принимаем окаймляющий стержень 10 А-III с Аs = 0,785 см2.
Расчет монтажного узла.
Две части фермы соединяются накладками с помощью сварки. Расчет заключается в определении длины накладки из условий размещения сварного шва.
Np = N/n - число сварных швов.
Np = 805.44/4 = 201.4 кН.
Принимаем длину накладки 7 см.
Верхний пояс и элементы решётки армируются пространственными каркасами, собранными из плоских с применением контактной точечной сварки. Диаметры продольных стержней принимаются в соответствии с расчётом не менее 10 мм, поперечные и соединительные стержни диаметром мм класса А-I с шагом не более 20d и не менее 500 мм (для сжатых элементов фермы). Узлы ферм армируются пространственными каркасами, которые образуются за счёт перегиба поперечных стержней плоских каркасов. Окаймляющие стержни этих каркасов выполняются цельногнутыми диаметром не менее 10 мм и стыкуются у верхних граней опорного и промежуточных узлов верхнего пояса и нижних граней промежуточных узлов нижнего пояса. В опорных узлах применяется дополнительное армирование в виде анкерных стержней закладных деталей, хомутов и сеток косвенного армирования Ш6 с шагом 100 мм на длине не менее 200 мм от торца фермы. Длина заделки арматуры растянутых элементов решётки в пределы вута и пояса должна быть не менее k1·40d и не менее 300 мм, а сжатых - не менее 15d (K1 = уs/Rs, d - диаметр стержней). Усиленная анкеровка растянутой арматуры решётки достигается приваркой арматурных коротышей длиной 6d или петель. Напрягаемая арматура распределяется по сечению нижнего пояса равномерно с соблюдением минимальных расстояний между осями стержней (60 …80 мм в зависимости от диаметра стержня или каната). По длине нижнего пояса вокруг напрягаемой арматуры устанавливаются замкнутые хомуты с шагом не более 500 мм. Обычно это достигается установкой двух встречных П-образных каркасов. Длина каркасов принимается сравнительно небольшой с тем, чтобы они не препятствовали укорочению нижнего пояса при его обжатии усилием в напрягаемой арматуре.
1. В.Н.Байков, Э.Е.Сигалов Железобетонные конструкции: Общий курс - Учебник для вузов. - изд. 4-е. перераб. М: Стройиздат, 1985. - 728с.
2. Горев В.В. Металлические конструкции - изд.2-е, т.2.М: Высшая школа, 2002. - 527с.
3. СниП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия.
4. СНиП 2.03.01 -84* Бетонные и железобетонные конструкции.
*