Одноэтажное промышленное здание

1.1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок Компоновку 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) для шага колонн 6 м., а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 32/5 т Hk – 2,75 м (по приложению XV):

Высоту подкрановой части колонн определяем но заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента – 0,150 м.: Н2 = 2,75 + 0,8 + 0,15 + 0,1 = 3,8 м => принимаем Н2 = 3,9 м Н1 = 12 — 3,9 + 0,15 = 8,25 м. Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно: у = 3,9 — 0,8 — 0,15 = 2,95 м. Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями табл. 32 [2]. Результаты представлены в табл. 1. Таблица 1. Расчетные длины колонн (l0) Часть колонны

При расчёте в плоскости поперечной рамы В перпендикулярном направлении При учёте нагрузок от крана Без учёта нагрузок от крана

Подкрановая

Н1 = 8,25 м. 1,5∙Н1=1,5∙8,25=12,375 м 1,2∙(Н1+Н2) = 14,58 м. 0,8∙Н1 = 6,6 м.

Над крановая

Н2 = 3,9 м. 2∙Н2=2∙3,9=7,8м 2,5∙Н2 = 9,75 м. 1,5∙Н2 = 5,85 м. 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, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14,58/35 = 0,417 м, а над крановой – 9,75/35 = 0,279 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью более 30 т принимаем поперечные сечения колонн в над крановой части 400×600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400×800 мм, и для средней – 400×600 мм. 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 5, а для колонн среднего ряда по оси Б – 9. Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной раскосной фермы типа ФС-18 из тяжелого бетона. По приложению VI назначаем марку конструкции 2ФС-18, с номером типа опалубочной формы 2, с максимальной высотой в середине пролета равной; hферм = 2.45 + 0.18/2 +0.2/2 = 2.64 м., и объемом бетона 2,42 м3. По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3×6 м (номер типа опалубочной формы 1 высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 65,5 мм). Толщина кровли (по заданию тип 5), согласно приложению XIII, составляет 140 мм. По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов. Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис. 1. Рис.1. Фрагмент плана одноэтажного трехпролётного промышленного здания и поперечный разрез. Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму: постоянные нагрузки, распределенные по поверхности от веса конструкции покрытия заданного типа (рис. 2) приведены в табл. 2. Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия: Элемент совмещённого покрытия Нормативная нагрузка [кН/м2] Коэффициент γс Расчётная нагрузка [кН/м2] Кровля: Слой гравия, втопленного в битум 0,16 1,3 0,208 Трехслойный рубероидный ковёр 0,09 1,3 0,117 Цементная стяжка (δ = 25 мм) 0,27 1,3 0,351 Ячеистый бетон 0,03 1,3 0,39 Пароизоляция (рубероид 1 слой, 0,03 мм.) 0,03 1,3 0,039 Ребристые плиты покрытия размером 3х6 м с учётом заливки швов (δ = 65,5 мм, ρ = 25 кН/м³) 1,75 1,1 1,925 ФС-18 (Vб=2,42 м3, пролёт 18 м, шаг колонн 6 м, бетон тяжелый) 0,6534 1,1 0,7187 Итого 3,748 С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 1 (класс ответственности I) и шага колонн в продольном направлении 6 м, расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна: G = 3,748·1·6=22,4922 кН/м. Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из бетона на пористом заполнителе марки D 800 при толщине 200 мм составит 8,8·0,2 = 1,76 кН/м2, где ρ= 8,8 кН/м3 – плотность бетона на пористом заполнителе, определяемая согласно п. 2.13 [3]. Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления в соответствии с приложением XIV равна 0,5 кН/м2. Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов производственного здания:

на участке между отметками 11,4 и 13,8 м G1 = 27,8784 кН; на участке между отметками 7,8 и 11,4м G2 = 21,5892 кН на участке между отметками 0,0 и 7,8 м G3 = 35,7192 кН; Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона (ρ = 25 кН/м3):

Колонна по оси А, подкрановая часть с консолью: G41 = (0,8·8,25+0,5·0,6+0,52/ 2)·0,4·25·1,1·1 = 77,275 кН; Над крановая часть: G42 = 0,4·0,6·3,9·25·1,1·1 = 25,74кН; итого G4 = G41+G42 = 103,015 кН. Колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями: G51 = (0,8·8,25+2·0,6·0,65+0,652)·0,4·25·1,1·1 = 94,9025 кН; над крановая часть: G52 = 0,6·0,4·3,9·25·1,1·1= 25,74 кН; итого G5= G51+G52 = 120,6425 кН. Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна: G6 =(35+1,5·6) ·1,1·1 = 48,4 кН Временные нагрузки: снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания. Для заданного района строительства (г. Братск) по [7] определяем нормативное значение снегового покрова so = 1 кПа (район III) и соответственное полное нормативное значение снеговой нагрузки s = so·μ = 1·1 = 1,0 кПа (при определении коэффициента μ не следует учитывать возможность снижения снеговой нагрузки с учетом скорости ветра). Коэффициент надежности для снеговой нагрузки γf = 1,4. Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом класса ответственности здания соответственно будет равна Psn = 1·1,4·6·1= 8,4 кН/м. Длительно действующая часть снеговой нагрузки согласно п. 1.7 [7] составит Psn,l = Psn·k= 0,3·8,4 = 2,52 кН/м. Крановые нагрузки: по приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 32 т : ширина крана Вк = 6,3 м; база крана Ак = 5,1 м; нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Рмaх,п = 235 кН; масса тележки GT = 8,7 т; общая масса крана Gк = 28,0 т; Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах): Рмin,п= 0,5(Q + Qк) – Рмaх,п= 0,5(313,9 + 28·9,81) – 235 = 59,3 кН. Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна: Тп= 0,5·0,05(Q + Qт) = 0,5·0,05(313,9 + 8,7·9,81) = 9,98 кН. Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке yf = 1,1 согласно п. 4.8 [7]. Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис.3) без учета коэффициента сочетания Ψ: Рис. 3 Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в не выгодное положение. максимальное давление на колонну Dмaх= Рмaх,п·γf ·Σу·γn = 235·1,1·1,95·1=504,075 кН, где Σу – сумма ординат линии влияния, Σу = 1+0,8+0,15 = 1,95; минимальное давление на колонну Dmin= Рmin,п·γf ·Σу·γn = 59,3·1,1·1,95·1=127,1985 кН. тормозная поперечная нагрузка на колонку Т= Тп·γf ·Σу·γn = 9,98·1,1·1,95·1 = 21,4071 кН. Ветровая нагрузка: Пенза расположена в II ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 6.4 [7] нормативное значение ветрового давления равно w0=0,3 кПа. Для заданного типа местности В с учетом коэффициента k (см. табл 6 [7]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания: на высоте до 5 м wn1= 0,5·0,3 = 0,15 кПа; на высоте 10 м wn2= 0,65·0,3 = 0,195 кПа; на высоте 20 м wn3= 0,85·0,3 = 0,255 кПа. Согласно рис. 4, вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и покрытия: на отметке 13,2м wn4=0,195+[(0,255–0,195)/(20–10)](12–10)=0,207 кПа; на отметке 15,3м wn5 = 0,195 + [(0,255 – 0,195)/(20 – 10)](15,08 – 10) = 0,225 кПа. Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 6 м: кПа Рис. 4 К определению эквивалентного нормативного значения ветрового давления. Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим по прил. 4 [7] аэродинамические коэффициенты се = 0,8 и се3 = – 0,4; тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке, γf = 1,4 и шага колонн 6 м получим: расчетную равномерно распределенную нагрузку на колонну рамы с наветренной стороны w1 = 0,177·0,8·1,4·6·1= 1,18944 кН/м; то же, с подветренной стороны w2 = 0,177·0,4·1,4·6·6 = 0,5947 кН/м; расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12 м.: ·γf··L·γn= = (0,207+0,225)/2(15,8 – 12)·(0,8+0,4)·1,4·6·1 = 6,706 кН. Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рис.5. При определении эксцентриситета опорных давлений стропильных конструкций следует принимать расстояния сил до разбивочных осей колонн в соответствии с их расчетными пролетами по приложениям VI – X. Рис. 5 Расчетная схема поперечной рамы. Проектирование стропильной конструкции. Сегментная раскосная ферма: Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета безраскосной фермы марки 2ФС24 для III снегового района. Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок. Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона заданного класса В35, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 80% (уb2 = 1);

Rbn= Rb,ser = 25,5 МПа; Rb= 1·19,5= 19,5 МПа; Rbt,n= Rbt,ser = 1,3 МПа; Еь = 31000 МПа; Rbp = 20 МПа (см. табл. 2.3). Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A-III, Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 200 000 МПа; поперечной класса А-I, Rsw = 175 МПа; Es = 210 000 Мпа.

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса A-V: Rsn = Rs,ser = 785 МПа; Rs = 680 МПа; Es = 190 000 МПа. Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы Sp= 700 МПа. Способ натяжения арматуры – механический на упоры. Так как σsp+р = 700+35=735МПа0,3·Rs,ser=235,5 МПа, то требования условия (1) [2] удовлетворяются. Расчет элементов нижнего пояса фермы. Согласно эпюрам усилий N и М, наиболее неблагоприятное сочетание усилий имеем в сечении номер 10 при N= 480,44 кН и М = 1,78 кН·м. Поскольку в предельном состоянии влияние изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры, то расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения. Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле (137) [4], принимая η=1,15: As,tot= N/(η·Rs) = 480,44·103/1,15·680= 614,974 мм2. Принимаем 4 ø 16 A-V(Asp= Asp¢=804 мм2). Определим усилия для расчета трещиностойкости нижнего пояса фермы путем деления значений усилий от расчетных нагрузок на вычисленный ЭВМ средний коэффициент надежности по нагрузке γfm= 1,206. Для сечения 10 получим усилия от действия полной (постоянной и снеговой) нагрузки: N= N¯/ γfm = 480,44/1,206 = 398,3748 кН; М= M¯/ γfm = 1,78/1,206 = 1,476 кН·м; то же, от длительной (постоянной) нагрузки: Nl = [Ng + (N¯ – Ng)kl] / γfm= [346,35+(480,44–346,35)0,3] /1,206 = 320,5448 кН; Мl =[Мg + (М ¯– Мg)kl] / γfm= 1,8574 кН·м. Согласно табл. 1, б [4] нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин до 0,3 мм и продолжительное шириной до 0,2 мм. Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по формулам (11)–(13) [4] и (168)—(175) [5]. Площадь приведенного сечения: Ared=A+α·Asp,tot= 250·200+6,129·804 = 54927 мм2 где α = Es/Eb = 190 000/31 000 = 6,129 Момент инерции приведенного сечения Ired=I+∑α·Asp·y2sp= 250·2003/12+6,129·402·552+6,129·402·552=1,8157·108 мм4 где уsp = h/2 — ар = 250/2 – 60 = 55мм. Момент сопротивления приведенного сечения: Wred = Ired/y0 = 1,8157·108/100 =1,8157 · 106 мм3, где у0 = h/2 = 250/2 = 125 мм. Упругопластический момент сопротивления сечения: Wpl = γ·Wred = 1,75·1,8175·106 = 3,1775 ·106 мм3, где v = 1,75 принят по табл. 38 [5]. Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1– 6 табл. 5 [2] для механического способа натяжения арматуры на упоры. Потери от релаксации напряжений в арматуре σ1 = 0,1·σsр–20 = 0,1·700–20 = 50 МПа, Потери от температурного перепада σ2 = 1,25·Δt = 1,25·65 =81,25 МПа. Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств σ3 = (Δℓ/ℓ)Es= =(3,65/19 000)190 000 = 36,5 МПа, где Δℓ = 1,25 + 0,15d = 1,25 + 0,15-16 = 3,65 мм и ℓ = 18 + 1 = 19 м = 19 000 мм. Потери σ4 – σ6 равны нулю. Напряжения в арматуре с учетом потерь по поз. 1 – 6 и соответственно усилие обжатия будут равны: σsр1 = σsр – σ1 – σ2 – σ3 = 700–50–81,25–36,5 = 532,25 МПа; P1 = σsр1·Аsр,tot= 532,25·804= 427,929 • 103 Н = 427,929 кН. Определим потери от быстро натекающей ползучести бетона: σbp=PI/Ared= 427,929·103/54927 = 7,7909 МПа; α= 0,25+0,025·Rbр = 0,25 + 0,025·20 = 0,75принимаем α=0,75; поскольку σbp /Rbp= 7.7909/20 = 0,389Таким образом, первые потери и соответствующие напряжения в напрягаемой арматуре будут, равны; σlosl = σ1+ σ2 + σ3+ σ6 = 180.9945 МПа; σspl = σsp — σlosl = 700–180.9945 = 519.0055 МПа. Усилие обжатия с учетом первых потерь и соответствующие напряжения в бетоне составят: Рl = σsр1·Аsр,tot = 519.0055·804=417.28·103Н = 417.28 кН; σbp=PI/Ared= 417,28·103/54927 = 7,597 МПа. Поскольку σbp /Rbp= 7,597/20=0,3798то требования табл. 7 [2] удовлетворяются. Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9 табл. 5 [2]. Потери от усадки бетона σ8 = 35 МПа. Потери от ползучести бетона при σbp /Rbp= 0,318σ9 = 150 • 0,85· σbp /Rbp= 150·0,85·0,3798 = 48,4308 МПа. Таким образом, вторые потери составят σlos2 = σ8+ σ9 = 35+48,4308=83,4308 МПа, а полные будут равны: σlos = σlos1+ σlos2 = 180,9945+83,4308=264,4253 МПа>100 МПа. Вычислим напряжения в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь и соответствующее усилие обжатия: σsp2 = σsp – σlos = 700–264,4253=435,5747 МПа; Р2 = σsр2·Аsр,tot = 435,5747·804=350,202·103Н = 350,202 кН. Проверку образования трещин выполняем по формулам п. 4.5 [2] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин. Определим расстояние r от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от максимально растянутой внешней нагрузкой грани сечения. Поскольку N=398,3748 кН > Р2 = 350,202 кН, то величину г вычисляем по формуле: r = Wpl /[A + 2 α ·(Asp + A’sp)] = 3,1775·106/[250·200+2·6,129·(804)] = 53,0862 мм Тогда Мrp=Р2(еор2+г) = 350,202·103·(0+53,0862) = 18,5909·106 Н·мм = 18,5909 кН·м; соответственно Мcrc = RbtserWpl + Мrp = 1,95·3,1775·106 + 18,5909·106 =59,2823·106Н·мм =59,2823 кН·м. Момент внешней продольной силы Mr = N(ео + г) = 22,6242 кН·м, Поскольку Мcrc = 59,2823 кН·м >Mr = 22,6242 кН·м, то трещины не образуются и расчет по раскрытию трещин не требуется. Расчет элементов верхнего пояса фермы. В соответствии с эпюрами усилий N и М, наиболее опасным в верхнем поясе фермы будет сечение 2 с максимальным значением продольной силы. Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок: N = 492,69 кН; М =2,53 кН·м; NL = 355,18 кН; МL = 1,82 кН·м. Расчетная длина в плоскости фермы, согласно табл. 33 [2], при эксцентриситете е0= M/N = 3,7050 мм Находим случайный эксцентриситет еа>h/30 = 180/30 = 6 мм; еа ≥ 10 мм; принимаем еа = 10 мм. Так как ℓ0 = 2,9016Тогда требуемая площадь сечения симметричной арматуры будет равна:

Принимаем конструктивно 4Ø10 A-III, (As=A’s=314мм2). При этом μ =(As+A’s)/(b·h)=2·226/(300·300)=0,5 > 0,2% (при ℓ0/h > 10). Попречную арматуру конструируем в соответствии с требованиями п.5.22[2] из арматуры класса Вр-I диаметром 4 мм, устанавливаемую с шагом s=200 мм, что не менее 20d=20·12=240 мм и не более 500 мм.

Расчет элементов решетки фермы. К элементам решетки относятся стойки и раскосы фермы, имеющие все одинаковые размеры поперечного сечения b=150 мм, h=120 мм для фермы марки 2ФС18. Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах решетки определяются из таблицы результатов статического расчета фермы с учетом четырех возможных схем нагружения снеговой нагрузкой. Раскос 13-14, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=39,2 кН. Продольная ненапрягаемая арматура класса А-III, Rs=Rsc=365 Мпа. Требуемая площадь сечения рабочей арматуры по условию прочности составит Аs= N/Rs=39,2·103/365=107,3972кН. Принимаем 4 Ø 8 А-III (Аs=201 мм2). Аналогично конструктивно армируем остальные сжатые элементы решетки, т.к. усилия в них меньше, чем в раскосе 13-14. Стойка 11-12, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=-15,35 кН, Nl=-8.7 кН. Расчетная длинна l0=0,8·h=1,76·2,2=1,76 м.Так как l0/h=1,76/0,12=14,6667Принимаем симметричное армирование 4 Ø 10 А-III (Аs=314 мм2). Расчет и конструирование опорного узла фермы. Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [10]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели N = 438,16 кН, а опорная реакция Q = Q мах = 225,73кН. Необходимую длину зоны передачи напряжений для продольной рабочей Ø 16 мм класса А–III находим по требованиям п. 2.29 [2]: lp = (ωp·σsp·Rbt+λp)d = (0,25·700/20 + 10)16 = 300 мм, где σsp = 700 МПа (большее из значений Rs и σsp), a ωр =0,25 и λр = 10 (см. табл. 28 [2]). Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению ABC, состоящему из участка АВ c наклоном под углом 45° к горизонтали и участка ВС с наклоном под углом 27,6 ° к горизонтали (см. приложение VIII). Координаты точки В будут равны: у = 105 мм, х = 300 + 105 = 405 мм. Ряды напрягаемой арматуры, считая снизу, пересекают линию ABC при у, равном: для 1-го ряда – 60 мм, 1Х = 300 + 40 = 345 мм; для 2-го ряда — 300 мм (пересечение с линией ВС), 1Х = 455 мм. Соответственно значения коэффициента γsp = lx/lp (см. табл. 24 [2]) для рядов напрягаемой арматуры составят: для 1-го ряда — 345/300 = 1,15; для 2-го ряда — 455/300 = 1,5167. Усилие, воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении ABC: Nsp = Rs·∑γspi·Aspi = 680(1,15 · 402 + 1,5167 · 402) = 728,9691·103H = 728,9691 кН. Из формулы (1) [10] находим усилие, которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях: Ns=N–Nsp=438,16–728,9691= –290,8091 кН. Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры заданного класса принимаем конструктивно 4 Ø 10 A-III, As = 314 мм2 (Rs = 365 МПа), что более Аsmin=0,15·N/Rs= 0,15·438,16·103/365 = 180,0657 мм2. Напрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте: 1-й ряд – у = 85 мм, пересечение с линией АВ при х = 385 мм, lх = 385 — 20 = 365 мм; 2-й ряд – у = 115 мм, пересечение с линией ВС, при х = 429 мм, 1x= 409 мм. В соответствии с п. 5.14 [2] определяем требуемую длину анке-ровки ненапрягаемой продольной арматуры в сжатом от опорной реакции бетоне. По табл. 37 [2] находим: ωаn = 0,5; ∆λan = 8; λan = 12 и lan,min=200мм. По формуле (186) [2] получим: lan = (ωan·Rs/Rb+∆λan)·d=(0,5-365/19,5+8)10=173,5897мм >λan·d = 12·10 = 120 мм и > lan,min=200 мм. Принимаем lan= 200 мм. Тогда значение коэффициента условий работы ненапрягаемой арматуры γs5 = lx/ly при lx > lan будет равно γs5 =1. Следовательно, усилие, воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой, составит. Ns=Rs·∑γs5i·Aspi =365(1·157+1·157)=114,61·103Н=114,61 кН, т. е. принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание. Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ, поперечная арматура не требуется и устанавливается конструктивно. Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A-I с рекомендуемым шагом s = 100 мм. Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п. 6.2 [10]: As = 0,0005A=0,0005-250-780= 97,5мм2. Принимаем 2 Ø 10 A-III, As= 157мм2. 1.3 Оптимизация стропильной конструкции Методические указания. Программная система АОС-ЖБК [11] позволяет выполнить оптимизацию проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости стали и бетона, при этом за единицу автоматически принимается относительная стоимость рассчитанного студентом варианта по индивидуальному заданию. Варьируемыми параметрами могут быть: тип стропильной конструкции и соответствующие типы опалубочных форм, классы бетона, классы ненапрягаемой и напрягаемой арматуры. 1.4 Проектирование колонны: Таблица 3. Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 3-3 колонны по оси Б. № Загружения и усилия Расчетное сочетание усилий (силы – в кН; моменты – в кН/м) N Mmax N Mmin Nmax Mmax (Mmin) Nmin Mmax (Mmin) загруженния 1+(10+18)*0,85 1+(6+12)*0,7+14*0,85 1+2+(6+12)*0,7+ +14*0,85 1+(6+12)*0,7+14*0,85 1 У С И Л И Я N 248,89 248,89 324,49 248,89 M 47,0835 -97,289 -90,059 -90,059 N1 248,89 248,89 324,49 324,49 M1 11,29 11,29 18,52 18,52 Nsh 0 0 0 0 Msh 35,7935 -108,58 -108,58 -108,58 загруженния 1+(2+(10+18)*0,85+22)*1 1+((6+14)*0,85+23)*0,9 1+(2+(6+14)*0,85+23)*0,9 1+((6+14)*0,85+23)*0,9 2 У С И Л И Я N 316,93 248,89 316,93 248,89 M 52,4951 -94,09 -87,58 -94,09 N1 248,89 248,89 248,89 248,89 M1 11,29 11,29 11,29 11,29 Nsh 68,04 0 68,04 0 Msh 41,2051 -105,38 -98,87 -105,38 Размеры сечения надкрановой части колонны b=400 мм, h=600 мм. Назначаем для продольной арматуры а=а’=40 мм, тогда h0=h–а=600–40=560 мм. Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и Мmin :

N = 248,89 кН, М = | Mmin | = 97,289 кН·м; Nl= 248,89 кН, Мl = 11,29; Nsh = 0; Мsh = 108,58 кН·м. Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия, то вычисляем коэффициент условий работы бетона γbl согласно п. 3.1 [3]. Для этого находим: момент от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок непродолжительного действия) относительно оси, проходящей через наиболее растянутый (или менее сжатый) стержень арматуры: MI=(N – Nsh)(h0 — а’)/2 + (М – Msh) = (248,89-0) (0,56-0,04) / 2+ (97,289-108,581)= 53,42 кНм; то же, от всех нагрузок MII=N(h0 –а’)/2+М= 248,89(0,56–0,04) / 2 + 97,289 = 162,0004 кНм. Тогда при γb2 =0,9 получим γbl = 0,9МП/МI = 0,9·162 /53,42= 2,73>1,1. Принимаем уы = 1,1 и Rb = 1,1·19,5 = 21,45 МПа. Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l0= 12,375 м (см. табл.1). Так как l0/h=12,375/0,6=6,5>4, то расчет производим с учетом прогиба элемента, вычисляя Ncr по формуле (93) [3]. Для этого находим е0 = M/N=97,28·106/(248,89·103) =390,89 мм > еа = h/30=600/30=20 мм; так как е0/h= 390,9/700=0,55 > δe,min=0,5–0,01·l0/h–0,01Rb=0,2205, принимаем δe =e0/h=0,55. Поскольку изгибающие моменты от полной нагрузки и от постоянных и длительных нагрузок имеют разные знаки и е0=390,89 мм>0,1h=70 мм, то принимаем φl=1. С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования μ=0,004, тогда при а=Еs/Еb=190 000/32 500=5,85 получим: Коэффициент η будет равен: η= 1/(1–N/ Ncr)=l / (1–248,89/30745)=1,008. Вычислим значение эксцентриситета с учетом прогиба элемента по формуле: е=е0η+(hо—а’}/2= 390,8· 1,008+ (560—40)/2=653,12 мм. Необходимое продольное армирование определим согласно п. 3.62 [3]. По табл. 18 [3] находим ξR=0,519 и αR=0,384. Вычислим значения коэффициентов: αn=N/(Rbbh0)=248,89·103/(21,45 • 400 ×560)=0,0518; αm1=Ne/(R bh02)=248,89·103 • 653/(21,45 • 400 • 5602)= 0,0604; б=а’/h0= 40/560=0,0714. Так как αn Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A’S= 0,002bh0=0,002·400·560=448 мм2. Тогда получим (A=(As+A’s)/(M)=(448+448)/(400·600)=0,0044, что незначительно отличается от предварительно принятого μ=0,004, следовательно ,расчет можно не уточнять, а окончательно принять Ssn=As=448 мм2. Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (слева) для несимметричного армирования с учетом, что со стороны сжатой грани (справа) должно удовлетворяться условие A’s≥AS,fact =Asn=448 мм2 (по предыдущему расчету). В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и Мmin . Вычислим коэффициент γbl : , MI=(356,75–75,6)(0,56–0,04)/2+(17,22-6,18)= 62,1кНм; MII=356,75(0,56–0,04)/2+17,22= 110 кНм; γb2 =1 получим γbl = 0,9МП/МI=0,9·110/62,1= 1,6>1,1. Принимаем уы = 1,1 и Rb = 1,1·19,8 = 21,78 МПа. кН • м. η=l/(l–356,75/4958,4)=1,08. Вычисляем е0 = М / N=17,22·106/(356,75·103)=48,26 мм, тогда e=e0η+(h0-a’)/2=48,26· ·1,08+(566—40)/2==312,1 мм. Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно п. 3.66 [3]. Тогда получим: Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A’S= 0,002bh0=0,002·400·560=448 мм2. Конструирование продольной и поперечной арматуры колонны с расчётом подкрановой консоли: анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2 ø 18 А-III (ASл=Asn=509 мм2>448 мм2). В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 4-4, 5-5, 6-6, для которого у левой грани принимаем продольную арматуру из 2ø20 А-III(ASл=Asn=628мм2>608 мм2). Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-I, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 мм (не более 20d=20·18=360 мм). Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил. Для над крановой части колонны имеем: N=324,49 кН; N,=248,89 кН; Nsh=0. Поскольку нет нагрузок непродолжительного действия, то расчетные сопротивления бетона принимаем с γb2=1 (при заданной влажности 80 %). Размеры сечения: b=600мм, h=400 мм. Назначая а=а’=40 мм, получим h0=h-а=400-40=360 мм. Расчетная длина над крановой части колонны l0=5,85 м (см. табл. 2.1). Так как /0/h=5850/400=14,625>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность. Находим значение случайного эксцентриситета: еа>h/30=400/30=13,33мм; еа>H2/600=3900/600=6,5мм; еа>10мм. принимаем еа=13,33мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны: М=N·еа=324,49·103·13,33=4,325·106Нмм= 4,325 кНм; Мl = Nl·eа=248,89·103·13,33=3,12·106 Нмм=3,12 кНм. Для определения Ncr вычисляем: M1l=Nl·(h0—а’)/2+Мl=248,89(0,36-0,04)/2+3,12=43,07 кН·м; Ml=N(h0—a’)/2+M=324,49(0,36-0,04)/2+4,325=56,2434 кНм; φl=1+(1·43,07)/56,2434= 1.7658μ=(As+А’s)/(bh)=(509+509)/(600·400)=0,00424; так как ea/h=13,33/400=0,0333Тогда: е=еаη+(h0—а’)/2= 13,33 · l,0521+(360—40)/2= 174,0245 мм. Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(Rbb)=324,49·103/(19,5-600)=27,73 мм. Так как xRbbx(h0–0,5х)+Rsc·A´s(h0-а’)=19,5·600·27,73(360–0,5·27,73) +280·509 (360-40) = =157,9·106 Н·мм =157,9 кНм > Ne = 324,42·0,174 = 56,47 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2 ø20 А-III (As=A’s=628мм2). В этом случае имеем размеры сечения: h=700мм, a=400мм и расчетную длину l0=6,6 м (см. табл. 2.1). Так как l0/h=6600/400=16,5>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность, а расчетными усилиями в сечении 6 — 6 будут: N=851,25 кН; Nl=397,6 кН; Nsh=385,62 кН.

Находим значение случайного эксцентриситета: еа>h/30=400/30=13,33 мм; еа>H2/700=7560/700=10.08 мм; еа>10 мм. Принимаем еа=13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны: М=N·еа=922,6·103 ·13,33=12,29·106 Нмм= 12,29 кНм; Мl=Nl·eа=468,94 ·103·13,33=6,25·106 Нмм=6,25кНм.

Для определения Ncr вычисляем: M1l=Nl·(h0-а’)/2+Мl=468,94(0,36-0,04)/2+6,25=81,3кНм; Ml=N(h0-a’)/2+M=922,6(0,36-0,04)/2+12,29=160 кНм; φl=1+(1·81,3)/160= 1,51μ=(As+А’s)/(bh)=(509+509)/(800·400)=0,00477; так как ea/h=13,33/400=0,0333Тогда: ‘ . е=еаη+(h0—а’)/2= 13,33·1,148+(360—40)/2= 175,3 мм. Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(Rbb)=922,6·103/(19,8·800)=58,2мм. Так как xRbbx(h0–0,5х)+Rsc·A´s(h0-а’)=19,8·800·58,2(360-0,5·58,2) +365·763(360-40)=394,17·106Нмм =394,17 кНм > Ne = 922,6·0,1753 = 161,7 кНм, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена. Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ψ=0,85, или Q = G6+Dmaxψ = 48,4+504,1·0,85 = 476,89 кН (см. раздел 2.1). Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3]. Поскольку 2,5Rbt·b·h0 = 2,5·1,3·400·1060 = =1378·103 Н=1378 кН > Q = 476,89 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A-I, 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 (208) [3]: As=Ql1/(h0Rs)=476,89·103·450/(1060·280)=723,3мм2. Принимаем 3 ø 16 А-III (A5=763мм2). 1.5 Проектирование монолитного внецентренно-нагруженного фундамента: Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nnf и Mnf на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций. Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G3=35,7192 кН (см. раздел 2.1), а для расчета основания Gn3 = G3/γf = 35,7192/1,1 = 32,472 кН. Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е3 = 240/2+400 = 520мм = 0,52м. Анализируя значения усилий в таблице 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: Nfn= Nn + Gn3 = 474,56+32,472 = 507,032 кН; Мfn=Мп + Q·hf +G3n·е3 = -225,61-29,36·2,4-32,47·0,52= -312,949 кН·м; e0 = | Мfn / Nfn| = 312,1/575,21 = 0,54 м. С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [1] для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 2: м м м где γm= 20 кН/м — средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на его обрезах; R= R0 = 0,3 МПа = 300 кПа — условное расчетное сопротивление грунта по индивидуальному заданию. Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента, а =2,7 м и b=2,1 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [9]: R=R0[1+k1(b– b0)/b0]+ k2·γm(d -d0)=250·(1+0,125·(2,1-1)/1)+0,25·20(2,55-2)=287,125кПа, где k1 = 0,125 и ki = 0,25 принято для песчаных грунтов по [9]. Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам: Nninf= Nn + Gn3 +a·b·d·γm·γn; Мninf=Мп + Q·hf +G3n·е3; Pnл(п)= Nninf/Af±Мninf/Af: где γm =1 — для класса ответственности здания I; Af= ab = 2,7·1,8 =5,67 м2;Wf = ba2/6 = 1,8·2,72/6=2,552 м3. Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия: Комбинация усилий от колонны Усилия Давление к.Па. Мninf Nninf Pnл Pnп Pnm Первая 943,522 46,95 148,005 184,807 166,406 Вторая 796,202 -312,949 263,077 17,771 140,424 Третья 1061,862 -212,378 270,514 104,041 187,277 Так как вычисленные значения давлений на грунт основания: Рnmах =270,514кПа Pnmin = 17,771 кПа > 0; Pnm= 187,277 кПа то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а = 2,7 м и b = 2,1 м. Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку . Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколенника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий. Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания. 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: Ninf= Nc + G3 = 851,25+35,7192 = 886,9692 кН; Minf= Мc + G3е3 + Qcht = -142,63-35,7192·0,52-39,23·2,4 = -255,356 кНм.

Тогда реактивные давления грунта будут равны: ршах = 886,9692/5,67 + 255,356/2,5515 = 256,5127 кПа ршin = 886,9692/5,67 — 255,356/2,5515 = 56,3512 кПа Р1 = рmах – (рmах – pmin/a)·a1 = 256,5127 – (256,5127 – 56,3512)/2,7·0,3 = 234,27258 кПа; Р2 = 212,0324кПа;

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 – 1, 2 – 2 и т.д. вычисляем по формуле: М1-1 = b·аi2·(2·рmах+ pi)/6 = 2,1·0,32(2·256,5127+234,2725)/6 = 23,539 кНм; М 2-2 = 2,1·0,62(2·256,5127+212,0324)/6 = 91,3572 кНм. Требуемое по расчету сечение арматуры составит: As,1-1= Ml-1/(Rs·0,9·h01) =23,54·106/(280·0,9·260) = 359,2643 мм2 As,2-2= M2-2/(Rs·0,9·h02) = 91,3572·106/(280·0,9·560) = 647,3724 мм2; Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а=2,7 м равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b = 2,1 м будем иметь в сечении 2–2 9ø10, А-III, As = 707 мм2 > 647,37 мм2. Процент армирования будет равен μ =Аs·100/(b·h04) = =647,37·100/(1800·560) = 0,06 % >μmin = 0,05 %. Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта рт = 270,053 кПа, соответственно получим: М3–3=pm·a·b12/2=156,43·2,7·0,32/2 = 19,0062 кНм; As,3–3= M3–3/(Rs·0,9·h0) = 19,0062·106/(280·0,9·250) = 301,6857 мм2. По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 14ø10, А — III, с шагом 200мм. Расчет продольной арматуры подколенника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4–4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5–5. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b = 650; h = 1500; bf = b’f = 1200; hf = h’f = 300; а = а´ = 50; h0 = 1450. Вычислим усилия в сечении 4 –4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом по следующим формулам: N =Nc+G3 +ac·bc·dc·γ·γm·γп=545,75 + 35,7192+1,5·1,2·0,9·25·1,1·1 = 626,0192 кН M =Mc+Qc·dc+G3·е3= 259,45 + 33,76·0,9 + 35,7192·0,52 = 308,408 кН*м. Эксцентриситет продольной силы будет равен: e0=M/N=308,4082/626,0192 = 0,493м = 493 мм > еа = h/30 = 1500/30 = 50 мм. Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры: e = eо +(hо – a´)/2 =493 + (1450 – 50)/2 = 1193мм. Проверяем положение нулевой линии. Так как Rb·b´f·h´f = 11,5·1200·300 = 4140·103 Н = =4140 кН >N= 626,0192 кН, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = b’f = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3]. Вычисляем коэффициенты: αn=N/(Rb·b·h0)=626,0192·103/(11,5·1200·1450)=0,0313; αm1= N·е/(Rb·b·h02) = 626,0192·10³·1193/(11,5·1200·14502) = 0,0257; δ = а’/h0 = 0,0345. Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по следующей эмпирической формуле: Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05 % площади подколонника: As = A’s = 0,0005·1200·1500 = 900 мм2. Принимаем As = A’s = 1005 мм2 (5ø16 А-III). 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 = Mc/Nc = 259,45/545,75 = 0,4754 м. Поскольку еo = 0,4754 м > hс/6 = 0,8/6 = 0,1333 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как еo = 0,4754 м > hc/2 = 0,4 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6–6 вычисляем по формуле: M6–6=Mc+Qc·dc – 0,7·Nc·еo= 259,45 + 33,67·0,9 – 545,75·0,4 = 71,534 кНм. Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна: Аs = М6–6/(4·Rs·Σzi) = 71,534·106/[4·225(850+750+550+350+150)] = 29,9932мм2. Принимаем As = 50,3 мм2 5ø8 A-III). Список используемой литературы. 1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.; Стройиздат, 1985. 2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.; ЦИТП, 1985. 3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). М.; ЦИТП, 1986. 4. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.1. М.; ЦИТП, 1986. 5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.2. М.; ЦИТП, 1986. 6. СНиП 2.03.01-84.Нагрузки и воздействия. М.; ЦИТП, 1987 7. СНиП 2.03.01-84.Основания зданий и сооружений/Госстрой СССР. М.;Стройиздат, 1985. 8. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование ЖБК одноэтажных промышленных зданий. Методические указания.

Понравилась статья? Поделиться с друзьями:
allbest-referat.ru
Добавить комментарий

;-) :| :x :twisted: :smile: :shock: :sad: :roll: :razz: :oops: :o :mrgreen: :lol: :idea: :grin: :evil: :cry: :cool: :arrow: :???: :?: :!:

Этот сайт использует Akismet для борьбы со спамом. Узнайте, как обрабатываются ваши данные комментариев.