Технологія будівництва промислової будівлі з використанням залізобетонних конструкцій

[ виправити ] текст може містити помилки, будь ласка перевіряйте перш ніж використовувати.

скачати

Зміст

Введення

Вихідні дані до проектування

1. Компонування поперечної рами

2. Збір навантажень на поперечну раму

3. Статичний розрахунок поперечної рами

3.1 Статичний розрахунок поперечної рами

4. Розрахунок і конструювання крайньої колони

4.1 Характеристики бетону та арматури

4.2 Розрахунок міцності надкрановой частини колони

4.3 Розрахунок міцності підкранової частини колони

4.4 Розрахунок кранової консолі

4.5 Конструювання арматури колони

5. Розрахунок і конструювання фундаменту під крайню колону

5.1 Визначення геометричних розмірів фундаменту

5.2 Розрахунок і конструювання арматури фундаменту

6. Розрахунок і конструювання сегментної залізобетонної ферми покриття

6.1 Визначення зусиль в елементах ферми

6.2 Розрахунок верхнього пояса

6.3 Розрахунок нижнього пояса

6.4 Розрахунок елементів решітки

6.5 Конструювання елементів ферми

Список літератури

Введення

В останні п'ятдесят років у будівництві дуже інтенсивно почали застосовувати залізобетон, як основний конструктивний матеріал для зведення будівель і споруд різних типів. Перш за все, це пов'язано наявністю у нього ряду особливостей (міцність, довговічність, не схильний до корозії як сталь і гниття як деревина, вогнестійкість, стійкість до агресивного середовища), які і додають залізобетону широке застосування в будівництві, як невеликих будівель, так і особливо важливих об'єктах (греблі, споруди оборонного призначення та ін.) На сьогоднішній день залізобетон застосовується у 80% споруджуваних будівель і споруд.

У даному курсовому проекті розраховані і сконструйовані основні несучі конструкції (колона крайнього ряду, фундамент колони і ферма покриття) одноповерхового, двопрогінному промислової будівлі.

Вихідні дані до проектування

1. Конструктивна схема будівлі:

2. Геометричні характеристики об'єкту:

- Загальна протяжність будівлі K = 132м

- Проліт l1 = 27 м;

- Крок колон s = 12м;

- Висота від нульової позначки до верху головки підкранової рейки Нр = 14м.

3. Тип кроквяної ферми покрівлі - сегментна ферма

4. Розрахунковий опір грунту під підошвою фундаменту Rгр = 3,6 ∙ 10-1МПа.

5. Вантажопідйомність мостового крана - Q = 50т.

6. Місце будівництва - м. Екатеренбург.

1. Розрахунок і конструювання огороджувальних конструкцій

Визначення габаритних розмірів елементів будівлі

Колона крайнього ряду

Визначаємо повну висоту колони за такою формулою:

H0 = H1 + H2, (1.1.1)

де, H1 - висота нижньої частини колони від обрізу фундаменту до верху підкранової консолі, яка визначається за формулою (1.1.2):

Н1 = Нр - (hп.б. + hр) + hоф, (1.1.2)

де, Нр = 14 м - висота до верху рейки до обрізу фундаменту;

hоф = 150 мм - відстань о т нульової позначки до позначки обрізи фундаменту;

hп.б - висота підкранової балки, яка приймається при кроці колон 12 м рівною 1,4 м;

hр-висота підкранової рейки, приймаємо рівної 150мм;

Н2-висота верхньої частини колони, обумовлена ​​як сума висот підкранової балки, рейки, габаритного розміру мостового крана, а також необхідним нормативним зазором між краном і кроквяної системою.

H2 = Hcr + (hп.б. + hр) + c

Hcr = 3150мм - висота крана (дод.1 [3]);

с - нормований зазор між краном і кроквяної фермою, приймаємо з = 150мм;

Висота нижньої частини колони:

Н1 = 14 - (1,4 +0,15) +0,15 = 12,3 м

Висота верхньої частини колони:

H2 = 3,15 + (1,4 +0,15) +0,15 = 4,85 м

Повна висота колони крайнього ряду:

Hкр = 12,3 +4,85 = 17,15 м

Остаточно приймаємо Hкр = 18 м, що відповідає модулю кратності 1,2; при цьому змінивши висоту надкрановой частини H2 = 5,7 м.

Прив'язку крайніх колон до базису осях будівлі при кроці 12 м приймаємо 250мм, т.к висота колони> 16 м. З'єднання кроквяних конструкцій з колонами виконуємо шляхом зварювання закладних деталей і в розрахунковій схемі поперечної рами вважаємо його шарнірним.

Приймаємо відповідно вантажопідйомності мостового крана 50т і повної висоти крайньої колони наскрізне перетин колони, для середньої колони приймаємо наскрізну двовіткових колону.

Розміри перерізу колон встановлюємо з урахуванням забезпечення необхідної жорсткості колон:

Крайня колона: Середня колона:

(Мм); (Мм);

;

b = 380мм

(Мм);

;

(Мм);

(Мм);

(H1 = [1 / 10 ... 1 / 14] H1).

З огляду на те, що проектоване промислова будівля має протяжність 132 м вище ніж максимально допустимий розмір температурного блоку (60м; 72М), то в вибраному об'єкті необхідно влаштування температурних швів. З умови необхідність влаштування температурних швів розбиваємо будинок на 2 температурних блоку розмірами 66 м. Сі 48 м. необхідність влаштування температурних швів розбиваємо будинок на 3 температурних блоку розмірами 60перечной розбивочної

Поперечний температурний шов виконуємо на спарених колонах, при цьому вісь температурного шва поєднуємо з поперечною розбивочної віссю, а осі колон змішаємо з розбивочної осі на 500мм.

Відстань від розбивочної осі ряду до осі підкранової балки приймаємо рівної λ = 750мм (для кранів з вантажопідйомністю до 50т)

Проліт мостового крана:

Lк = l - 2L1 = 27000-2 ∙ 750 = 25500мм.

2. Збір навантажень на поперечну раму ОПЗ

Постійні навантаження на ригель рами від ваги покрівлі, кроквяних балок приймаються зазвичай рівномірно розподіленими по довжині ригеля.

Постійні навантаження залежать від типу покриття, яке може бути важким або легким, утепленим або не утепленим. Покриття складається із збірних залізобетонних плит, що спираються безпосередньо на балки, пароізоляції, теплоізоляційного шару, водоізоляційного килима, захисного шару. Товщина теплоізоляційного шару прийнята без теплотехнічного розрахунку залежно від розрахункової зимової температури зовнішнього повітря.

Всі навантаження підраховуються з урахуванням коефіцієнта надійності за призначенням н = 0,95 для більшості промислових будівель).

Визначення постійного навантаження від покриття, стінового огородження і від власної маси конструкцій

Постійна поверхнева розподілене навантаження від покриття, включаючи власну вагу залізобетонних конструкцій намету визначена в таблиці 1.

Таблиця 1

Постійна поверхнева розподілене навантаження від покриття

Склад покриття

Нормативна, кПа

Коефіцієнт перевантаження

Розрахункова, кПа

Захисний шар гравію на бітумній мастиці = 21 кН/м3, t = 20 мм)

0,4

1,3

0,52

Гідроізоляція (4 шари руберойду)

0,2

1,3

0,26

Утеплювач (пінопласт γ = 0,5 кН/м3, t = 100 мм)

0,05

1,2

0,06

Пароізоляція (1 шар руберойду)

0,05

1,3

0,065

Ж / б ребристі плити покриття (3х12 м) з урахуванням заливки швів,

1,72

1,1

1,98

Залізобетонні ферми L = 27 м,

0,42

1,1




Розрахункова рівномірно розподілена лінійне навантаження на ригель рами визначається за формулою:

,

де b - крок поперечних рам, b = 12 м;

Опорна реакція ригеля рами на крайній колоні:

FR, кр = qп · L / 2 = 38,17 · 27 / 2 = 515,3 кН,

на середній колоні:

FR, сер = qп · L = 38,17 · 27 = 1030,6 кН,

де L - прогін будівлі, рівний 27 м.

Розрахункове навантаження від стінових панелей і скління у верхній частині колони:

Розрахункове навантаження передається на фундаментну балку від ваги скління та стінового огородження в нижній частині колони:

Поверхнева маса стінових панелей 200 кг/м2 (Qст = 2 кН/м2), палітурок з склінням 35 кг/м2 (Qок = 0,35 кН/м2).

γ f, ст = 1,2 - для стін; для скління γ f, ок = 1,1;

Σ h - висота стінової панелі або скління.

Розрахункове навантаження від підкранових балок:

Fпб = γ f ∙ γ н ∙ Gпб = 0,95 ∙ 1,1 ∙ 115 = 120,18 кН,

Gпб - нормативний вага підкранової балки прольотом L = 27 м.

Розрахункове навантаження від ваги колон.

Крайні колони:

надкрановая частина

;

підкранова частина

кН

Середні колони:

Визначення навантажень від тиску снігу і вітру

Снігове навантаження

По додатку до СНіП 2.01.07 - 85 * «Навантаження і впливи» вага снігового покриву в Єкатеринбурзі (розташований в I-ому сніговому районі) розрахункове значення снігового навантаження so = 1,8 кПа.

Лінійна розподілене навантаження від снігу на ригель рами визначається за формулою:

q сн = γ н · μ · so · b = 0,95 · 1.1, 8.12 = 20,52 кН / м,

де so-розрахункове значення ваги снігового покриву на 1 м2 горизонтальної поверхні землі, яка приймається в залежності від району будівництва;

μ - коефіцієнт переходу від навантаження на землі до навантаження на 1 м2 проекції покрівлі, при ухилі α ≤ 25 º прийняти рівним одиниці;

b - крок кроквяних конструкцій;

Розрахункове снігове навантаження:

- На крайні колони:

Fкр, сн = qсн · L / 2 = кН;

- На середні колони:

Fср, сн = qсн · L = кН.

Вітрова навантаження

По додатку до СНіП 2.01.07 - 85 «Навантаження і впливу» швидкісний нормативний тиск вітру в Єкатеринбурзі (розташована в II-му районі по тиску вітру) wo ​​= 0,38 кН/м2. Тип місцевості У (міста з околицями, лісові масиви і подібні місцевості, рівномірно покриті перешкодами висотою більше 10 м).

При розрахунку одноповерхових виробничих будівель висотою до 36 м при відношенні висоти до прольоту менше 1.5, що розміщуються у місцевостях типів А і В, враховується тільки статична складова вітрового навантаження, відповідна сталому натиску на будівлю. Характер розподілу статичної складової вітрового навантаження залежно від висоти над поверхнею землі визначають за формулою:

qB = γ н × γ f × weq × c × b,

де weq-еквівалентну за моменту в закладенні значення вітрового тиску;

с - аеродинамічний коефіцієнт; c = 0,8 - для навітряного боку, c = 0,6 - для підвітряного боку;

γ f - коефіцієнт коефіцієнт перевантаження, який для будівель дорівнює 1,2;

b - ширина розрахункового блоку.

Визначимо ординати епюр нормативного вітрового тиску на раму на висоті 5; 10; 12,3; 18 м. Коефіцієнт k, що враховує зміну вітрового тиску по висоті будівлі, визначимо інтерполяцією за таблицею 6 СНіП 2.01.07-85 *:

Табл. 2

Z висота, м

ki

w0, k = w0 · ki, кПа

0 - 5

0,5

0,15

10

0,65

0,195

12,3

0,714

0,214

18

0,738

0,22

Змінний по висоті колони швидкісний напір замінюємо рівномірно розподіленим, еквівалентним по моменту в закладенні колони (консольної балки довжиною 12,3 м) за формулою:

де - Сума моментів щодо закладення колони равнодействующих, визначених на ділянках в межах висоти колони з лінійно змінюється вітрової навантаженням.

Розрахункова погонне навантаження від вітру на крайні до позначки 18 м:

- З навітряного боку w = 0,95 · 1,2 · 0,232 · 0,8 · 12 = 2,54 кН / м;

- З завіреною боку wp = 0,95 · 1,2 · 0,232 · 0,6 · 12 = 1,91 кН / м.

Вітрове навантаження на намет - вище позначки 18 м (від низу ригеля до найбільш високої точки будинку), замінюємо зосередженої силою, прикладеної в рівні низу ригеля рами (на розрахунковій схемі). Визначимо зосереджену силу від вітрового навантаження:

Визначення навантаження від кранових впливів

Вертикальні зусилля від мостового крану

Відповідно до ГОСТ 25546-82 приймаємо такі характеристики для крана Q = 50 / 5 т: Fn, max = 465 кН, проліт крана Lк = 27 - 2 ∙ 0,75 = 25,5 м, база крана K = 5250 мм, ширина крана В = 6760 мм.

Вертикальне кранове навантаження передається на підкранові балки у вигляді зосереджених сил Fmax і Fmin при їх невигідному положенні на підкранової балки. Розрахунковий тиск на колону, до якої наближена візок, визначається за формулою:

Dmax = γ н ∙ γ f пс ∙ Fn, max ∙ Σyi,

де γ f - коефіцієнт перевантаження;

nс - коефіцієнт сполучень, що дорівнює 0,85 при 2-х кранах біля крайньої колони і 0,70 при 4-х кранах у середньої колони;

Fn, max - нормативне вертикальне зусилля колеса;

Σ yi - сума ординат лінії впливу.

Силу Dmin можна визначити якщо замінити у формулі Fn, max на F n, min, тобто на нормативні зусилля, що передаються колесами іншого боку крана на протилежну колону.

Найменший тиск колеса крана обчислюється за формулою (XIII.1 [1]):

,

де Q-вантажопідйомність крана у т;

Q k - повна вага крана з візком, т;

no-число коліс на одній стороні крана.

.

Рис. 2. Лінії впливу крана (Fn = 195 кН).

Вертикальне кранове навантаження при 2-х зближених кранах біля крайньої колони:

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.

Вертикальне кранове навантаження при 4-х зближених кранах у середньої колони:

Dmax_4 = 2 ∙ н ∙ γ f пс ∙ Fn, max ∙ Σyi) = 2 ∙ (0,95 ∙ 1,1 ∙ 0,7 ∙ 465 ∙ 2,95) = 2006,87 кН;

Визначення горизонтальної сили від мостового крану

Горизонтальна сила від мостового крану, розташована у площині поперечної рами, виникає через перекоси крана, гальмування візка, розпирала впливу коліс при русі по рейках, відстань між якими дещо менше прольоту крана і т. п. Нормативне значення сили переданої одним колесом на поперечну раму, для крана з гнучким підвісом вантажів, визначається за формулою (XIII.2 [1]):

де Q - вантажопідйомність крана (т);

n0 - кількість коліс з одного боку крана;

QТ - маса візка (т).

Розрахункова горизонтальна сила Т, передана підкрановими балками від двох кранів при поперечному гальмуванні на колону від сили , Визначається за формулою

де γ f - коефіцієнт перевантаження, який дорівнює 1,1;

nc - коефіцієнт поєднання, рівний при роботі двох мостових кранів середнього режиму роботи 0,85;

Σ y - сума ординат лінії впливу (рис. 2).

3. Ексцентриситети прикладання навантажень

-Від опорної реакції балки покриття в надкрановой частини колони:

м;

-Від опорної реакції балки покриття в підкранової частини:

м;

-Від вертикального тиску мостових кранів на крайню колону:

м;

-Від вертикального тиску мостових кранів на середню колону:

м;

-Від стін і скління в підкранової частини:

м;

3. Статичний розрахунок поперечної рами

Складання завдання на статичний розрахунок поперечної рами на ЕОМ

Тому що при розрахунку на ЕОМ на розрахунковій схемі ми задаємо не всі ексцентриситети докладання зусиль, то частина вертикальних сил приймаємо як моменти з плечем е0i.

1. Постійне навантаження від власної ваги

При розрахунку на ЕОМ задаємо:

- Опорні реакції ригеля рами: на крайніх колонах: FR, кр = 515,3 кН; на середній колоні: FR, сер = 1030,6 кН;

- Момент в місці сполучення ригеля з крайніми колонами:

МП1 = FR, кр · Е01 = 515,3 · 0,15 = 77,3 кН · м;

- Момент в уступах крайніх колон задаємо від ваги стінових панелей і скління (89,88 кН), ваги підкранової балки (120,18 кН), надкрановой частини колони (32,13 кН) і опорної реакції 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;

- Навантаження від підкранових балок прикладається в уступі: на крайніх колонах: Fпб = 120,18 кН; на середній колоні: Fпб_ср = 240,36 кН;

Навантаження від ваги стінових панелей і скління і колони враховуємо як розподілені відповідно по висоті верхній ((89,88 +33,95) / 5,7 = 21,74 кН / м - для крайніх; 33,95 / 5,7 = 5 , 95 кН / м - для середніх) і нижньої частини колони ((111,15 +289,2) / 12,3 = 32,6 кН / м - для крайніх; 289,2 / 12,3 = 23,51 кН / м - для середніх).

2. Снігове навантаження

- Опорні реакції ригеля рами: на крайніх колонах: Fкр, сн = 277,02 кН; на середній колоні: fср, сн = 554,04 кН;

- Момент в місці сполучення ригеля з крайніми колонами:

Мсн1 = Fкр, сн · Е01 = 277,02 · 0,15 = 41,55 кН · м;

- Момент в уступах колон:

Мсн2 = Fкр, сн · е02 = 554,04 · 0,15 = 83,11 кН;

3.Вертікальное тиск від мостових кранів

Вертикальне кранове навантаження від 2-х зближених кранах:

Мmin на крайню колону:

Мmin = Dmin * е03 = 277,36 ∙ 0,25 = 69,34 кН ∙ м

Мmax = Dmax * е03 = 1218,46 ∙ 0,75 = 913,84 (кН ∙ м)

Мmax на крайню колону:

Мmin = Dmin * е03 = 277,36 ∙ 0,75 = 208,02 (кН ∙ м)

Мmax = Dmax * е03 = 2006,87 ∙ 0,25 = 501,72 (кН ∙ м)

4. Горизонтальна навантаження від гальмування кранової візка:

Розрахункова горизонтальна сила Т, передана підкрановими балками від двох кранів при поперечному гальмуванні на колону від сили , Визначається за формулою

Т = 74,79 (кН)

5. Вітрове навантаження приймаємо лінійно розподіленої по висоті крайніх колон, зосереджену силу від вітрового навантаження - прикладене на рівні ригеля

На підставі отриманих значень зовнішніх впливів виробляємо визначення внутрішніх зусиль в елементах поперечної рами, для наступних завантаженості:

1. постійне навантаження;

2. снігове навантаження;

3. вертикальне кранове навантаження (від двох кранів) на ліву колону крайнього ряду;

4. вертикальне кранове навантаження (від двох кранів) на колону середнього ряду;

5. вертикальне кранове, від чотирьох кранів, на колону середнього ряду;

6. гальмівна кранова на ліву колону крайнього ряду;

7. те ж на колону середнього ряду;

8. вітрова зліва;

9. вітрова справа.

Результати статичного розрахунку для елементів поперечної рами представлені в таблиці № 3.

4. Розрахунок і конструювання крайньої колони

4.1 Характеристики бетону та арматури

Для виготовлення колони застосовується важкий бетон класу В20, підданий тепловій обробці при атмосферному тиску. Даний бетон має наступні характеристики міцності і деформативності: при коефіцієнті умов роботи γ b2 = 1: Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,90 МПа; Eb = 24.10 ³ МПа.

Як поздовжньої арматури колони приймаємо арматуру класу А-III, d> 10мм, має такі характеристики Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 2.105 МПа, поперечну арматуру приймаємо класу А-I.

4.2 Розрахунок міцності надкрановой частини колони

Розміри прямокутного перерізу: b = 380 мм; h = h2 = 600 мм; для поздовжньої арматури приймаємо а = а '= 40 мм, тоді робоча висота перерізу

h0 = h - а = 600 - 40 = 560 мм.

Розглядаємо перетин 1-0 на рівні верху консолі, в якому діють три комбінації розрахункових зусиль, наведені в таблиці. Так як у статичному розрахунку рами-блоку за крайніми рядами приймалися по одній колоні, то для підбору арматури розрахункові зусилля залишаються ті ж (табл. № 6).

Комбінації зусиль для надкрановой частини колони Таблиця № 6

Вид зусилля

Величини зусиль у комбінаціях


Mmax

Mmin

Nmax

M, кН · м

36,59

74,65

181,81

N, кН

892,83

643,51

892,83

Зусилля від всіх навантажень без урахування кранових та вітрових (див. табл. № 5):

M '= 24,8 кН · м; N' = 920,53 кН.

Зусилля від тривало діючих (постійних) навантажень:

Ml = 18,88 кН · м; Nl = 643,51 кН.

Розрахунок міцності перерізу колони повинен виконуватись на 4 комбінації зусиль, а розрахунковий переріз симетричної арматури повинно прийматися найбільшим. З метою спрощення кількості розрахунків, розрахунок міцності перерізу колони можна робити по найбільш небезпечному поєднанню навантажень. У даному випадку розрахунок виробляємо за першим поєднанню навантажень (Mmax).

Розрахунковий опір Rb приймаємо з коефіцієнтом γ b2 = 1,1, тому що в комбінації включені постійна, снігова, кранова і вітрова навантаження.

Розрахунок у площині вигину

Розрахункова довжина надкрановой частини колони в площині згину по табл. XIII.1 [1]; при обліку кранових навантажень l0 = 2H2; без урахування кранових навантажень l0 = 2,5 H2. У даному випадку l0 = 2.5, 7 = 11,4 м.

Визначаємо гнучкість надкрановой частини колони по формулі:

λ = l0 / i, (3.2.1)

де i - радіус інерції перерізу, м;

Так як мінімальна гнучкість у площині вигину λ = l0 / i = 1140/17, 32 = 48,5> 14, то необхідно враховувати вплив прогину колони на її несучу здатність.

Випадкові ексцентриситети:

еа1 = l0/600 = 11,4 / 600 = 0,019 м = 19 мм;

ea2 = h/30 = 0,6 / 30 = 0,02 = 20 мм;

Ексцентриситет програми навантаження е0 = | M | / N = 3659/892, 83 = 4,1 см <еа2 = = 20 мм, отже випадковий ексцентриситет не враховуємо.

Знаходимо умовну критичну силу Ncr та коефіцієнт збільшення початкового ексцентриситету η.

, (IV.19 [1])

де

δ = е0 / h = 4,1 / 600 = 0,007 е,

min = 0,5 - 0,01 · l0 / h - 0,01 · Rb γ b2 = 0,5-0,14 - 0,01 ∙ 11,5 ∙ 1,1 = 0,234. Приймаються δ = 0,234.

I-момент інерції бетонного перерізу, М4;

Is - приведений момент інерції перерізу арматури, обчислюваний щодо центра ваги бетонного перерізу, й визначається за формулою (3.2.3), М4;

, (3.2.2)

, (3.2.3)

μ - коефіцієнт армування, в першому наближенні задаємося рівним 0,01;

а = а / = 4см - відстань від зовнішньої грані до центру тяжіння арматури;

α = Es / Eb = 200/24 ​​= 8,33

φ l - коефіцієнт, що враховує вплив тривалої дії навантаження на прогин елемента в граничному стані, що визначається за формулою:

φ l = 1 + β ∙ Ml / M, (IV.20 [1])

M і мl - моменти, які визначаються відносно осі, паралельної кордоні стиснутої зони, що проходить через центр розтягнутій-менш стиснутої (при стиснутому перерізі) арматури, відповідно від спільної дії всіх навантажень і від постійного і тривалого навантаження;

β - коефіцієнт приймається згідно з табл. IV.2 [1], приймаємо β = 1.

Моменти М і МI одного знака, тоді коефіцієнт, що враховує тривалу дію навантаження:

φ l = 1 + β · | 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.

φ sp - коефіцієнт, що враховує вплив попереднього напруження арматури на жорсткість елемента в граничному стані, приймаємо рівним 1 тому немає попереднього обтиснення.

Визначаємо моменти інерції перерізу:

Умовна критична сила

Визначаємо коефіцієнт збільшення початкового ексцентриситету за формулою:

η = 1 / (1 ​​- N / Ncr), (IV.18 [1])

η = 1 / (1 ​​-892,83 / 7190) = 1,14

Визначаємо висоту стиснутої зони перетину, з рівняння (3.2.4).

N = Rb ∙ b ∙ x + RscAs / - RsAs (3.2.4)

Оскільки колона має симетричне армування, тобто As = As / і Rsc = Rs, то з рівняння (3.2.4), висота стиснутої зони перетину:

х = N / Rb ∙ b, (3.2.5)

х = 892,83 / (1,1 ∙ 11500 ∙ 0,5) = 14,1 ∙ 10-2м = 14,1 см

Відносна висота стиснутої зони: ξ = х/h0 = 14,1 / 56 = 0,25.

Визначаємо значення граничної відносної висоти стиснутої зони:

, (II.42 [1])

де w = 0,85 -0,008 Rb = 0,85 - 0,008 ∙ 1,1 ∙ 11,5 = 0,749 - коефіцієнт повноти фактичної епюри напружень в бетоні при заміні його умовної прямокутної епюр; σ sc, u = 400 МПа т.к . γ b2> 1; σ SR = Rs = 365 МПа.

ξ R = 0.749 / [1 +365 / 400 (1 - 0,749 / 1,1)] = 0,58> ξ = 0,211

Визначення необхідної площі перерізу поперечної арматури

Необхідна площа перерізу поздовжньої арматури при симетричному армуванні визначається за наступною формулою:

, (IV.38 [1])

де, і - розрахунковий ексцентриситет поздовжньої сили, що визначається за формулою:

е = е0 η + h / 2 - а = 4,1 ∙ 1,11 +30 - 4 = 30,55 см

Оскільки Аs <0, то площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань Аs = 0,002 bh0 = 0,002 ∙ 38 ∙ 57 = 4,33 см2. Приймаються 3d16A-III c As = 6,03 см2 по пріл.VI. [1]; μ 1 = 2 ∙ 6,03 / (60 ∙ 38) = 0,004 для визначення Ncrc, було прийнято μ 1 = 0,01 перерахунок не виробляємо з-за невеликої різниці в значеннях μ 1 і через конструктивного прийняття перерізу арматури.

Перевірку достатності перерізу арматури не виробляємо за іншим сполученням тому відмінність в поздовжній силі не значні і вони не можуть істотно вплинути на перерізу арматури.

Розрахунок з площини вигину

За висоту перерізу приймаємо його розмір з площини поперечної рами, тобто в цьому випадку h = b = 380 мм. Розрахункова довжина надкрановой частини з площини становить

l0 = ψ · H1 = 1,5 · 5,7 = 8,55 м (табл. XIII.1 [1]).

Розрахунок перерізу колони в площині перпендикулярній площині вигину не виробляємо, т.л. гнучкість з площини

l0 / / iу = 855/10, 97 = 77,93 = l0 / i = 48,5, де .

4.3 Розрахунок міцності підкранової частини колони

Оскільки підкранова частина колони має суцільний переріз, то розрахунок виконуємо аналогічно розрахунку надкрановой частини.

Розміри прямокутного перерізу: b = 500 мм; h = h1 = 900 мм; для поздовжньої арматури приймаємо а = а '= 50 мм, тоді робоча висота перерізу h0 = h - а = 900 - 50 = 850 мм.

Комбінації зусиль для надкрановой частини колони Таблиця № 6

Вид зусилля

Величини зусиль у комбінаціях


Mmax

Mmin

Nmax

M, кН · м

330,19

545,43

348,29

N, кН

2261,28

1663,61

2510,6

Q, кН

20,99

55,68

106,03

Зусилля від всіх навантажень без урахування кранових та вітрових (див. табл. № 5):

M '= -7,81 кН · м; N' = 1441,69 кН Q '= 2,27 кН

Зусилля від тривало діючих (постійних) навантажень:

Ml = -12,2 кН · м; Nl = 1164,67 кН Q = 3,31 кН

Розрахунок проводимо по третьому поєднанню навантажень (Nmax).

Розрахунковий опір Rb приймаємо з коефіцієнтом γ b2 = 1,1, тому що в комбінації включені постійна, снігова, кранова і вітрова навантаження.

Розрахунок у площині вигину

Розрахункова довжина підкранової частини колони в площині згину по табл. XIII.1 [1]; при обліку кранових навантажень l0 = 1,5 H1; l0 = 1,5 · 12,3 = 18,45 м.

Визначаємо гнучкість надкрановой частини колони по формулі:

λ = l0 / i, (3.2.1)

де i - радіус інерції перерізу, м;

Так як мінімальна гнучкість у площині вигину λ = l0 / i = 18,45 / 43,3 = 42,49> 14, то необхідно враховувати вплив прогину колони на її несучу здатність.

Випадкові ексцентриситети:

еа1 = l0/600 = 18,45 / 600 = 0,03 м = 30 мм;

ea2 = h/30 = 1,5 / 30 = 0,05 = 50 мм;

Ексцентриситет програми навантаження е0 = | M | / N = 34829/2510, 6 = 13,87>> еа2 = 25мм, отже випадковий ексцентриситет не враховуємо.

Знаходимо умовну критичну силу Ncr та коефіцієнт збільшення початкового ексцентриситету η за формулою (IV.19 [1]).

δ = е0 / h = 13,87 / 1500 = 0,009 е,

min = 0,5 - 0,01 · l0 / h - 0,01 · Rb γ b2 = 0,5-0,132-0,01 ∙ 11,5 ∙ 1,1 = 0,242. Приймаються δ = 0,242.

α = Es / Eb = 200/24 ​​= 8,33

Приймаються коефіцієнт армування рівним μ = 0,01

Визначаємо моменти інерції перерізу:

;

β - коефіцієнт приймається згідно з табл. IV.2 [1], приймаємо β = 1.

Моменти М і МI одного знака, тоді коефіцієнт, що враховує тривалу дію навантаження:

φ l = 1 + β · | 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.

φ sp - коефіцієнт, що враховує вплив попереднього напруження арматури на жорсткість елемента в граничному стані, приймаємо рівним 1 тому немає попереднього обтиснення.

Визначаємо моменти інерції перерізу:

Умовна критична сила

Визначаємо коефіцієнт збільшення початкового ексцентриситету за формулою:

η = 1 / (1 ​​- N / Ncr), (IV.18 [1])

η = 1 / (1 ​​-2510,6 / 9720) = 1,35

Визначаємо висоту стиснутої зони перетину, з рівняння (3.2.4).

N = Rb ∙ b ∙ x + RscAs / - RsAs (3.2.4)

Оскільки колона має симетричне армування, тобто As = As / і Rsc = Rs, то з рівняння (3.2.4), висота стиснутої зони перетину:

х = N / Rb ∙ b, (3.2.5)

х = 2510,6 / (1,1 ∙ 11500 ∙ 0,5) = 22,8 ∙ 10-2м = 22,8 см

Відносна висота стиснутої зони: ξ = х/h0 = 22,65 / 150 = 0,151.

Визначаємо значення граничної відносної висоти стиснутої зони за формулою (II.42 [1]):

ξ R = 0,749 / [1 +365 / 400 (1 - 0,749 / 1,1)] = 0,58> ξ = 0,324

w = 0,85 -0,008 Rb = 0,85 - 0,008 ∙ 1,1 ∙ 11,5 = 0,749 σ sc, u = 400 МПа тому що γ b2> 1;

σ SR = Rs = 365 МПа

ξ R = 0.749 / [1 +365 / 400 (1 - 0,749 / 1,1)] = 0,58> ξ = 0,211

Визначення необхідної площі перерізу поперечної арматури

Необхідна площа перерізу поздовжньої арматури при симетричному армуванні визначається за наступною формулою:

, (IV.38 [1])

де, і - розрахунковий ексцентриситет поздовжньої сили, що визначається за формулою: е = е0 η + h / 2 - а = 37,78 ∙ 1,17 +40 - 5 = 72,78 см

Оскільки Аs <0, то площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань Аs = 0,002 bh0 = 0,002 ∙ 50 ∙ 150 = 15 см2. Приймаються 3d18A-III c As = 7,63 см2 по пріл.VI. [1]; μ 1 = 2 ∙ 7,63 / (75 ∙ 50) = 0,004 для визначення Ncrc, було прийнято μ 1 = 0,01 перерахунок не виробляємо з-за невеликої різниці в значеннях μ 1 і через конструктивного прийняття перерізу арматури.

Розрахунок з площини вигину

За висоту перерізу приймаємо його розмір з площини поперечної рами, тобто в цьому випадку h = b = 500 мм. Розрахункова довжина надкрановой частини з площини становить l0 = ψ · H1 = 0,8 · 12,3 = 9,84 м (табл. XIII.1 [1]).

Розрахунок перерізу колони в площині перпендикулярній площині вигину не виробляємо, т.л. гнучкість з площини l0 / / iу = 9,84 / 14,43 = 6,8 = l0 / i = 48,5, де .

4.4 Розрахунок кранової консолі

На кранову консоль колони діє зосереджена сила від ваги підкранової балки і вертикального тиску кранів

Qc = (gп + Dmax) = 120,2 +1218,46 = 1338,66 кН.

Розміри консолі за рис. 3.4.: Hc = 1000 мм; lc = 500мм; а = 40мм; h0 = 960мм. Підкранові балки з шириною опорної площадки 300 мм спирається поперек консолі, тоді lоп = 300 мм; ll = 300 мм. Так як на консоль діють навантаження малої сумарної тривалості, то розрахункові опори бетону приймаємо з коефіцієнтом γ b2 = 1,1; Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,9 МПа.

Так як Qc = 1338,66 кН <2,5 · Rbt · b · h0 = 2,5 · 990.0, 5.1, 0 = 1437,5 кН, міцність бетонного перерізу консолі достатня і поперечне армування її виконується за конструктивними вимогам. При hс = 1000 мм> 2,5 · s = 625мм поперечне армування приймаємо у вигляді горизонтальних хомутів зі стрижнів Ø 6 A-III з кроком 150 мм по висоті консолі.

Оскільки зусилля від підкранової балки передається на консоль колони не по всій площі то необхідно перевірити міцність бетону консолі під опорною майданчиком.

Міцність консолі під опорою плитою підкранової балки на місцевий стиск (зминання) визначається за формулою

N <Rb, loc · Aloc, (3.4.1)

де, Aloc - площа зминання,

A loc = b · l оп = 50.30 = 1500 см ²;

Rb, loc - розрахунковий опір бетону місцевим зминанню, визначається за формулою (IV.69 [1]).

Rb, loc = φ b · Rb ∙ γ b2, (3.4.2)

φ b - коефіцієнт, що враховує підвищення несучої здатності бетону при місцевому зминанні, який приймається згідно емпіричної залежності:

, (IV.70 [1])

А1 - площа опорної поверхні консолі, А1 = k ∙ b = 65 ∙ 50 = 3250 см2

Rb, loc = 1,3 ∙ 11,5 ∙ 1,1 = 16,45 МПа

Перевіряємо умову міцності:

N = Qc = 1338,66 кН <Rb, loc · A loc = 16450.15.10 -2 = 2467,5 кН,

отже, зминання бетону консолі не відбувається.

Визначаємо необхідну площу перерізу поздовжньої арматури консолі

Площа перерізу поздовжньої арматури визначаємо за згинальним моментом у грані колони, збільшеному на 25%, приймаємо ν = 0,9:

As = 1,25 М / (Rs ν h0), (XI.21 [1])

де

М = Q ∙ s = 1338,66 ∙ 0,25 = 334,67 кН ∙ м

- Згинальний момент консолі у грані колони, згідно з формулою (XI.22 [1]).

As = 1,25 ∙ 1338,67 / (365 ∙ 103 ∙ 0,9 ∙ 0,96) = 5,61 ∙ 10-4м2 = 5,61 см2.

Приймаються 2d20 A-III з As = 6,28 см2.

Конструювання арматури консолі

Оскільки дана консоль є короткою (h = 100см> 2,5 s = 62,5 см), то армування виконуємо за допомогою горизонтальних хомутів і відігнутих стрижнів. Сумарне перетин відгинів перетинають верхню половину відрізка lw: Аi = 0,002 bh0 = 0,002 ∙ 50 ∙ 96 = 9,6 см2 приймаємо 3d22 A-III з As = 11,4 см2.

Горизонтальні хомути приймаємо d6 А-I, з кроком 100 мм.

Для надійної анкерування поздовжньої арматури, вона повинна бути заведена за грань колони на довжину не менш ніж lan = 12 · d = 12.20 = 240 мм. Приймаються lan = h1 = 250 мм.

4.5 Конструювання арматури колони

Схема армування колони показана на ріс.3.5.1. Надкрановая частина колони армується просторовим каркасом утвореним з двох плоских каркасів. Діаметр поперечних стержнів при діаметрі робочої поздовжньої арматури d16 мм приймаємо з умови зварюваності арматури за пріл.XI [1] d8мм A-III c кроком s = 300мм, що менш 20d = 20 ∙ 16 = 320мм. Т.к відстань цвітіння між подовжньою арматурою в більшому перетині колони перевершує мінімально допустима відстань у світлі між стержнями, то необхідно між ними конструктивно встановити додаткові стрижні. Діаметр таких стрижнів для надкрановой і підкранової частини приймаємо рівним 12мм.

Аналогічно проводимо армування підкранової частини колони. В якості поперечної арматури приймаємо арматуру класу A-III d8, встановлену з кроком s = 300мм <20 20d = 20 ∙ 18 = 360мм.

5. Розрахунок і конструювання фундаменту

Дані для проектування. Розрахунковий опір грунту R0 = 3,6 * 10-1 (МПа); бетон важкий класу B12, 5; Rbt = 0,66 (МПа); арматура з гарячекатаної сталі класу A-300, RS = 280 (МПа); вага одиниці обсягу матеріалу фундаменту і грунту на його обріза (КН/м3).

Розрахунок виконуємо на найбільш небезпечну комбінацію зусиль: M = 348,29 (кНм); N = 2510,6 (кН); Q = 106,03 (кН). Нормативне значення зусиль визначаємо діленням розрахункових зусиль на усереднений коефіцієнт надійності за навантаженням . Mn = 302,86 (кНм); Nn = 2183,13 (кН); Qn = 92,75 (кН).

5.1 Визначення геометричних розмірів фундаменту

Глибину стакана фундаменту приймаємо 90 см, що не менше значень:

(М);

(М);

(См),

де d - діаметр поздовжньої арматури колони. Відстань від дна склянки до підошви фундаменту приймаємо 250 (мм). Повна висота фундаменту H = 900 + 250 = 1150 (мм) приймаємо 1200 (мм), що кратно 300 (мм). Визначаємо глибину закладення фундаменту при відстані від планувальної відмітки до верху фундаменту 150 (мм) H1 = 1200 + 150 = 1350 (мм) = 1,35 (м). Приймаються фундамент триступінчатим, висоту ступенів 40 (см).

Визначаємо попередню площа підошви фундаменту:

(М2),

де 1,05 - коефіцієнт, що враховує наявність моменту.

Призначаємо відношення сторін b / a = 0,8; отримуємо (М); (М).

Остаточно розміри підошви фундаменту приймаємо 3,6 х 3,2 (м).

A = 11,52 (м2); W = 6,9 (м3).

Визначаємо робочу висоту фундаменту з умови міцності на продавлювання за формулою:

,

де h - висота перерізу колони; bcol - ширина перерізу колони;

(КН/м2);

(МПа):

(М).

Повна висота фундаменту H = 0,25 + 0,05 = 0,30 (м) <1,2 (м). Отже прийнята висота фундаменту достатня.

Визначаємо крайовий тиск на основу. Згинальний момент у рівні підошви:

(КНм).

Визначаємо нормативне навантаження від ваги фундаменту і грунту на його обріза

(КН).

За умови, що:

(М);

(КН/м2);

(КН/м2).

5.2 Розрахунок і конструювання арматури фундаменту

Визначаємо напругу в грунті під підошвою фундаменту в напрямку довгої сторони a без урахування ваги фундаменту і грунту на його уступах від розрахункових навантажень:

(КН/м2);

(КНм);

(КН/м2).

Визначаємо розрахункові згинальні моменти:

в перерізі II

,

де

(М);

;

(КН/м2);

(КНм);

в перерізі II-II

(КНм);

(КН/м2);

в перетині III-III

(КНм);

(КН/м2).

Визначаємо площу перерізу арматури:

(См2);

(См2);

(См2).

Приймаються 17 Æ 14 A-300 з AS = 26,16 (см2). Відсоток армування:

.

Арматура, укладається паралельно меншій стороні фундаменту, визначається по вигинає моменту в перерізі IV-IV:

(КН/м2);

(КНм);

(См2);

Приймаються 20 Æ 14 A-300 з AS = 58,6 (см2). Відсоток армування:

.

6. Розрахунок і проектування сегментної залізобетонної ферми

6.1 Дані для проектування

Потрібно запроектувати сегментну ферму прольотом - 27 м, висота ферми в середині прольоту-l / 9 = 3 м, ширина перерізу поясів b = 200 мм; перетин розкосів bxh = 200 х 100 мм.

6.2 Збір навантажень

Постійна розподілене навантаження 3,35 кН/м2.

Fn = 3,35 · 3.0, 95.12 = 48.65 кН.

Тимчасова снігова 1 кН/м2.

Fск = 1,8 · 0,95 · 4,5 · 12 = 92,34 кН - короткочасна

Fск (30%) = 0,3 · 0,95 · 4,5 · 12 = 15,36 кН - тривала.

Власний вага ферми 136,08 кН, а на 1 м довжини

136,18 / 27 = 5,04 кН / м.

Fф = 15,36 · 0,95 · 4,5 = 65,79 кН.

Розрахунок виконується за допомогою програми SCAD. Визначаються зусилля від одиничної навантаження. Зусилля від навантажень виходять множенням одиничних зусиль на значення вузлових навантажень Fi.

Характеристики бетону та арматури

Бетон В40; γ b2 = 0,9; Rb = 0,9 · 22 = 19,8 МПа;

Rbt = 0,9 · 1,4 = 1,26 МПа; Rbt, ser = 2,1 МПа; Eb = 32500 МПа;

Канати класу К-7 d = 15 мм Rs = 1080 МПа;

Rs, ser = Rs, n = 1295 МПа; Es = 180000 МПа;

Арматура A - III Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 200000 МПа.

Таблиця 6.1

Зусилля в елементах ферми (кН)

Елемент

від постійного навантаження

від короткочасного впливу снiгового

від тривалого впливу снiгового

від постійної і короткочасної сніговий

від постійної та тривалої сніговий

Нижній пояс

1

469,132

164,89

49,47

634,03

518,6


2

625,5468

216,01

64,8

830,55

679,35


3

625,5

219,85

66

845,35

691,45


4

595,96

209,47

62,84

805,44

658,8


5

625,5

219,85

66

845,35

691,45


6

614,55

216,01

64,8

830,55

679,35


7

469,13

164,89

49,47

634,03

518,6

Верхній пояс

8

-496,57

-174,54

-52,36

-671,11

-548,93


0

-475,602

-167,17

-50,15

-642,77

-525,75


2

-647,34

-227,533

-68,26

-874,87

-715,59


5

-644,175

-226,421

-67,93

-870,59

-712,1


8

-631,039

-221,804

-66,54

-852,84

-697,58


2

-631,039

-221,804

-66,54

-852,84

-697,58


3

-644,175

-226,421

-67,93

-870,59

-712,1


5

-647,34

-227,533

-68,26

-874,87

-715,59


6

-475,602

-167,17

-50,15

-642,77

-525,75


7

-496,57

-174,54

-52,36

-671,11

-548,93

Розкоси

1

-172,124

-60,5

-18,15

-232,62

-190,274


3

28,41

9,99

3

38,4

31,41


7

17,81

6,26

1,88

24,06

19,68


9

66,07

23,22

6,97

89,29

73,03


0

66,07

23,22

6,97

89,29

73,03


1

17,81

6,26

1,88

24,06

19,68


0

28,41

9,99

3

38,4

31,41


8

-172,124

-60,5

-18,15

-232,62

-190,274

Стійки

9

51,27

18,02

5,41

69,3

56,68


4

-27,39

-9,63

-2,89

-37,02

-30,28


6

-59,06

-20,76

-6,23

-79,82

-65,29


1

-59,06

-20,76

-6,23

-79,82

-65,29


4

-27,39

-9,63

-2,89

-37,02

-30,28


9

51,27

18,02

5,41

69,3

56,68

6.3 Розрахунок нижнього пояса

Максимальне розрахункове зусилля N = 845 кН.

Визначаємо площу перерізу арматури

γ s6 = 1,15

Аsp = N / Rs · γ s6 = 845000/108000 · 1,15 = 6,8 см2.

Приймаються 5 Æ 15 К-7 з Аsp = 5,66 см2.

Розрахунок нижнього поясу на тріщиностійкість

Елемент відноситься до 3-ї категорії. Приймаються механічний спосіб натягу арматури. Величину попереднього напруження в арматурі s sp при Ds = 0,05 s sp призначаємо з умови s sp + Ds <Rs, ser; s sp +0.05 s sp <1300Мпа; s sp = 1300/1.05 = 1238 МПа. Прийнято s sp = 1200Мпа.

Визначаємо втрати попереднього напруження в арматурі при g ​​sp = 1.

Перші втрати:

а) від релаксації напружень в арматурі

s 1 = (0,22 (s sp / Rs, ser) - 0,1) · s sp = (0.22 (1200/1300) - 0,1) · 1200 = 123,7 МПа

б) від різниці температур напруженої арматури і натяжних пристроїв (при D t = 65)

s 2 = 1,25 D t = 1,25 · 65 = 81,25 МПа

в) від деформації анкерів (при l = 2мм)

s 3 = Es · l / l = 1,8 · 105.0, 2 / 2500 = 14,5 МПа

г) від швидкоплинної повзучості бетону при

s bp / Rbp = 8,78 / 28 = 0,313 <a = 0,75

s 6 = 40.0, 85 · s bp / Rbp = 40.0, 85.0, 313 = 11Мпа,

де

s bp = P1/Ared = 879,09 Н / см2.

Наведена площа перерізу

Ared = A + å Asi * n = 20.30 + 5,66 · 5,54 = 631,36 см2.

n = Es / Eb = 5,54,

Р 1 = А s (s sp-s 1 - s 2 - s 3) = 5,66 (1200-123,7-81.25-14,5) (100) = 555019,6 H = 555,0196 kH

Перші втрати становлять

s los1 = s 1 + s 2 + s 3 + s 6 = 123,7 + 81,2 + 14,5 +11 = 230,4 Мпа

Другі втрати

а) від усадки бетону класу В40, підданий теплової обробки, s 8 = 50Мпа

б) від повзучості бетону при

P1 = 5,66 (1200-230,4) (100) = 548793,6 H,

s bp = 548,7936 (1000) / 631,36 = = 8,69 МПа

s bp / Rbp = 8,69 / 28 = 0,31 <a = 0.75

s 9 = 150.0, 85 · s bp / Rbp = 150.0, 85.0, 31 = 39,6 МПа

Другі втрати становлять s los2 = s 8 + s 9 = 50 + 39,6 = 89,6 МПа

Повні втрати

s los = s los1 + s los2 = 230,4 + 89,6 = 320 МПа

Розрахунковий розкид напружень при механічному способі натягу приймається рівним:

де

Ds sp = 0,05 s sp, np = 5 (5 Æ 15 К-7).

Так як Dg sp = 0,036 <0,1, то остаточно приймаємо Dg sp = 0,1.

Сила обтиснення при

g sp = 1 - Dg sp = 1 - 0,1 = 0,9;

P = As (s sp - s los) g sp = 5,66 (1200 - 320) 0,9 = 4482 кН.

Зусилля, сприймається перетином при утворенні тріщин:

Ncrc = g i (Rbt, ser (A + 2 n As) + P) = 0,85 (2,1 (10-1) (20.30 +2 · 5,54 · 5,66) + +4482 = 392,8 кН,

де g I = 0,85 - коефіцієнт, що враховує зниження тріщиностійкості внаслідок жорсткості вузлів ферми. Так як Ncrc <Nn, то умова тріщиностійкості не дотримується, т.е.необходім розрахунок з розкриття тріщин.

Перевіримо ширину розкриття тріщин з коефіцієнтом, що враховує вплив жорсткості вузлів g i = 1,15 від сумарного дії постійного навантаження і короткочасного дії повного снігового навантаження.

Збільшення напруги в розтягнутій арматурі від повного навантаження

s s = (Nn - P) / As = 845 - 155 / 5,66 = 121 МПа,

де

P = g sp (s sp - s los) As = 1 · (1200 - 320) 5,66 = 155 до H

Ширина розкриття тріщин від короткочасної дії повного навантаження

d - коефіцієнт, який приймається для розтягнутих елементів 1,2;

j l - коефіцієнт, що приймається при обліку тривалої дії постійних і тривалих навантажень, 1,5 короткочасних і нетривалої дії постійних і тривалих навантажень рівним 1;

h = 1,2 для канатів;

m = As / b · h = 5,66 / 20.30 = 0,009;

d = 16 мм - діаметр К-7.

Тоді acrc = acrc1 - acrc2 + acrc3 = 0,143 - 0 + 0 = 0,143 <(0,15 мм)

6.4 Розрахунок верхнього пояса

Nmax = 874,87 кН;

bxh = 20 х 20 см;

l = 300 см;

Розрахункова довжина

l0 = 0,9 · 300 = 270 см;

l0 / b = l0 / h = 13,5 <20.

Пояс розраховується на відцентровий стиск з урахуванням тільки випадкових ексцентриситетів

ea = 1 см;

ea ³ (1 / 30) · h = (1 / 30) · 20 = 0,66 см;

ea ³ l/600 = 300/600 = 0,5 см;

ea ³ 1 см.

Перевіряємо несучу спроможність перетину при e0 £ ea

N £ n · j [RbA + Rsc (As + A's)]

де

j = j в + 2 (j r - j в) v

Попередньо задаємося з конструктивних міркувань відсотком армування m = 1% і обчислюємо

As + A's = m А = 0,01 · 20.20 = 4 см2.

Що відповідає 4 Æ 12 A-III з Аs = 4,52 см2

;

N1e / N = 647,34 / 874,87 = 0,74;

j в = 0,902; j r = 0,91

Тоді

j = 0,902 + 2 (0,91 - 0,902) · 0,21 = 0,905.

Підставляємо отримані значення:

874870 £ 0,905 [1980.400 + 36500.4, 52] = 896067 Н - умова задовольняється.

Визначаємо

I = 20.203 / 12 = 13333,33 см 4;

α = Es / Eb = 2.105 / 0,325 · 105 = 6,154;

m = 0,01;

Is = m · b · h0 · (0,5 h - a) 2 = 0,01 · 20.16 · (0,5 · 20 - 4) 2 = 115,2 см 4;

М 1ld = М ld + Nld (h0 - a) / 2 = 0 + 647,34 (16 - 4) / 2 = 3884,04 кН · см;

М 1 = 0 + 874,87 (16 - 4) / 2 = 5249,22 кН · см;

j l = 1 + β · М 1ld / М 1 = 1 + 1.3884, 04/5249, 22 = 1,74;

δ l = e0 / h = 0,01 / 0,2 = 0,05;

δ l, min = 0,5 - 0,01 · 270/20 - 0,01 · 0,9 · 22 = 0,167.

Приймаються δ l = δ l, min = 0,167.

e = e0 · h + 0,5 · h - a = 0,01 · 2,86 + 0,5 · 0,2 - 0,04 = 0,0,886 м = 8,86 см.

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону

ω = 0,85 - 0,008 γ b2Rb = 0,85 - 0,008 · 0,9 · 22 = 0,692

Відносна поздовжня сила

δ 1 = а/h0 = 4 / 16 = 0,25

Отже, при прийнятому перерізі 20 х 20, арматура не потрібно. Залишаємо розмір перетину верхнього поясу однаковим з нижнім поясом і армування 5 Æ 12 A-III з Аs = 4,66 см2

6.5 Розрахунок елементів решітки

Розглянемо розтягнутий Розкіс № 20

Nmax = 89,29 кН;

Аs = N / Rs = 89290/365 · 100 = 2,45 см2.

Приймаються 4 Æ 10 А-III з Аs = 3,14 см2.

Коефіцієнт армування

m = Аs / А = 3,14 / 10.20 = 0,016 = 1,6%> m min = 0,1%.

Решта розтягнуті раскоси і стійки арміруем конструктивно

4 Æ 8 А-III з Аs = 2,01 см2.

m = Аs / А = 2,01 / 10.20 = 0,01 = 1%> m min = 0,1%.

Несуча здатність

Nc = Rs · Аs = 365.100.2, 01 = 73,37 кН.

Стійки № 9, № 29 армуються також, як і розкоси № 19 і № 20 - 4 Æ 10 А-III з Аs = 3,14 см2.

Розглянемо стислий Розкіс № 11

Nmax = - 232,62 кН;

l = 3,55 м;

l0 = 0,9 ∙ 355 = 319,5 см;

ea = h/30 = 0,33 см;

ea = l0/600 = 319,5 / 600 = 0,53 см, але не менше 1 см. Приймається

ea = 1 см;

l0 / h = 319,5 / 10 = 31,95> 20.

де

e = e0 η + h / 2 - a = 1.1 + 10 / 2 - 3,5 = 2,5 см;

s0 = 0,5 bh2 = 0,5 · 20.102 = 1000 см3.

Приймаємо з конструктивних міркувань Æ 8 А-III з Аs = 2,01 см2.

m = Аs / А = 2,01 / 10.20 = 0,01 = 1%> m min = 0,1%.

Аналогічно арміруем всі інші стислі елементи решітки, оскільки зусилля в них менше ніж для розрахованого розкосу.

6.6 Конструювання елементів ферми

Розрахунок вузлів

Опорний вузол (рис. 8.1, а)

У опорному вузлі підбираються:

- Додаткова поздовжня ненапружена арматура, що компенсує зниження розрахункового зусилля у напруженою арматурою з-за недостатньої анкерування останньої у вузлі;

- Поперечні стрижні, що забезпечують міцність на похилих перерізах.

Рис. 6.1. До розрахунку вузлів ферми: а - опорного вузла; б - проміжного вузла

Необхідна площа додаткової ненапружуваною арматури

Приймаються 4 Æ 12 А-III з Аs = 4,52 см2.

Необхідна довжина анкерування ненапружуваною арматури

lan = 35d = 35.12 = 420 мм, менше її фактичної довжини

Розрахунок на відрив по похилому перерізі АВ

Приймаються в опорному вузлі два каркаси, розташовуючи їх у протилежних граней вузла; крок поперечних стержнів в каркасі 100 мм. Тоді похилий переріз перетинає

n = 2.8 = 16 стрижнів

Необхідна площа перерізу одного поперечного стрижня

де

Nsp = RspAspl'p / lp = 1080.566.580 / 1500 = 236,36 кН;

Ns = RsAsl1а/lar = 365.452.1 = 165 кН.

Приймаються Æ 6 А-III з Аs = 0,28 см2.

Розрахунок на згин по похилому перерізі АВ

де β - кут нахилу опорних панелей верхнього пояса tg β = 145/290 = 0.5 і β = 26,36 °, sin β = 0,448;

l = 1150 мм - довжина опорного вузла;

zsw = (l2 - 100) / 2 = (850 - 100) / 2 = 375 мм - відстань від центру ваги стиснутої зони до рівнодіючої зусиль у поперечній арматурі вузла;

а = 150 мм - відстань від торця до центру опорного вузла;

l2 = l - 300 = 1150 - 300 = 850 мм;

h0p = hsup - 0,5 · h = 800 - 0,5 · 300 = 650 мм.

.

Приймаються Æ 6 А-III з Аs = 0,28 см2.

Проміжний вузол нижнього пояса (рис. 6.1, б)

Фактична довжина закладення

l1 = 280 мм;

Довжина лінії відриву

l2 = 645 мм;

Приймаються крок поперечних стержнів 100 мм.

Кількість поперечних стержнів

n = 645.2 / 100 - 2 = 12 шт.

Необхідна площа перерізу одного поперечного стрижня

де k2 = 1,1 - для даного вузла нижнього поясу;

j = 63,24 °;

а = 3 · d = 3.10 = 30 мм;

lan = 35 · d = 35.10 = 350 мм;

.

Об'єднуємо стрижні в каркас за допомогою цельноугольного обмережує стрижня площею перерізу

Приймаються окаймляющий стрижень Æ 10 А-III з Аs = 0,785 см2.

Розрахунок монтажного вузла

Дві частини ферми з'єднуються накладками за допомогою зварювання. Розрахунок полягає у визначенні довжини накладки з умов розміщення зварного шва.

Довжина шва

Np = N / n - число зварних швів

Np = 805.44 / 4 = 201.4 кН.

Приймаються довжину накладки 7 см.

Верхній пояс і елементи решітки армуються просторовими каркасами, зібраними з плоских з застосуванням контактного точкового зварювання. Діаметри поздовжніх стрижнів приймаються відповідно до розрахунку не менше 10 мм, поперечні і сполучні стрижні діаметром мм класу А-I з кроком не більше 20d і не менше 500 мм (для стиснутих елементів ферми). Вузли ферм армуються просторовими каркасами, які утворюються за рахунок перегину поперечних стержнів плоских каркасів. Обмережують стрижні цих каркасів виконуються цельногнуті діаметром не менше 10 мм і стикуються у верхніх граней опорного і проміжних вузлів верхнього поясу і нижніх граней проміжних вузлів нижнього пояса. В опорних вузлах застосовується додаткове армування у вигляді анкерних стрижнів закладних деталей, хомутів і сіток непрямого армування Ø 6 з кроком 100 мм на довжині не менше 200 мм від торця ферми. Довжина закладання арматури розтягнутих елементів решітки в межі вута і поясу повинна бути не менш k1 · 40d і не менше 300 мм, а стислих - не менш 15d (K1 = σ s / Rs, d - діаметр стержнів). Посилена анкеровка розтягнутої арматури решітки досягається приварюванням арматурних коротишів довжиною 6d або петель. Напружувана арматура розподіляється по перерізу нижнього пояса рівномірно з дотриманням мінімальних відстаней між осями стрижнів (60 ... 80 мм в залежності від діаметра стрижня або канату). По довжині нижнього поясу навколо напруженої арматури встановлюються замкнуті хомути із кроком не більше 500 мм. Зазвичай це досягається встановленням двох зустрічних П-подібних каркасів. Довжина каркасів приймається порівняно невеликий з тим, щоб вони не перешкоджали вкорочення нижнього пояса при його стисненні зусиллям в напруженій арматурі.

Список літератури

В. Н. Байков, Е. Е. Сігалов Залізобетонні конструкції: Загальний курс - Підручник для вузів. - Вид. 4-е., Перераб. М: Стройиздат, 1985. - 728с.

Горєв В.В. Металеві конструкції - ізд.2-е, т.2.М: Вища школа, 2002. - 527с.

СниП 2.01.07-85 *. Навантаження і впливи.

СНіП 2.03.01 -84 * Бетонні і залізобетонні конструкції

Додати в блог або на сайт

Цей текст може містити помилки.

Будівництво та архітектура | Курсова
196.8кб. | скачати


Схожі роботи:
Монтаж залізобетонних конструкцій одноповерхової промислової будівлі
Монтаж збірних залізобетонних конструкцій одноповерхової промислової будівлі
Проектування збірних залізобетонних елементів каркаса одноповерхової промислової будівлі
Розрахунок збірних залізобетонних конструкцій багатоповерхового виробничої будівлі
Розрахунок і конструювання несучих конструкцій одноповерхової промислової будівлі
Технологія організації будівництва будівлі
Розрахунок елементів залізобетонних конструкцій
Виробництво багатошарових керамічних та залізобетонних конструкцій
Проектування залізобетонних конструкцій багатоповерхового будинку
© Усі права захищені
написати до нас
Рейтинг@Mail.ru