Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания

Содержание 1. Компоновка поперечника 2. Определение расчетных нагрузок и параметров 3. Определение усилий в стойках 4. Проектирование стоек
5. Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия 1. Компоновка поперечника Поперечная рама состоит из колонн, заделанных в фундамент и стропильной конструкции, свободно опирающейся на колонны. Определяем размеры колонны Высота надкрановой части: , м где Нкр - крановый габарит здания. (0,15+hпб) – высота подкрановой балки с рельсом, м Высота подкрановой части колонн от верха фундамента: , где Н1=Нг.р.+0,15, где 0,15 – глубина заложения верха фундамента, , , – (кратна модулю 0,6 м для стеновых панелей). Определяем размеры поперечного сечения колонны Привязка колонн к разбивочным осям "0" - при шаге колонн 6 м и кранах с G ≤ 30 тс; Размеры сечений bк = 400 мм – при шаге колонн 6 м; hв = 400 мм – при "0" привязке и кранах G с округлением в меньшую сторону с модулем 50 мм. Глубина заделки колонны в стакан фундамента равна наибольшему из 1,5 bк или hн , и получаем отметку (-) (Нзад. + 0,15)=1,2+0,15=1,35. Расстояние от оси кранового пути до внутренней грани подкрановой части колонны поверху: кПри ("привязка" + 750 + к)=0+750+250=1000мм (750+100)+(250+100)=1200мм Конструирование стен модуль 0,6 м; высота стеновых панелей и блоков остекления 1,2 м и 1,8 м; δпан=300 мм (принять). 2. Определение расчетных нагрузок и параметров Постоянные нагрузки · от покрытия Fп Fп = , где gк=1 кН/м2+1,5 кН/м2=2,5 кН/м2 – расчетная нагрузка от веса 1 м2 кровли и плит покрытия; В=6м – шаг колонн, м; L=12м – пролет рамы, м; Qp=40,2тс- ориентировочный вес стропильной конструкции, кН; · от собственной массы (бз эксцентриситета) где γf = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке; γ = 25 кН/м3 – объемный вес железобетона · от стен и остекления (бз эксцентриситета) , где В – шаг колонн, м; gст, gост – расчетные нагрузки от веса 1 м2 стеновых панелей и оконных блоков, навешанных на надкрановую или подкрановую части колонны (табл. 5) hст, hост – высота панелей и остекления, м; · от массы подкрановой балки с рельсом (бз эксцентриситета) Fпб = 41,2 кН Временные нагрузки · от снега СНиП 2.01.07-85 (5 раздел) Fсн = , где Sg =1,8 кН/м2 снеговая нагрузка в зависимости от района строительства; μ = 1, Fсн прикладывается так же как и Fп. · от крана СНиП 2.01.07-85 (4 раздел) вертикальная Dmax=287 кН, Dmin=59,6 кН. горизонтальная Т=10,3 кН · ветровая СНиП 2.01.07-85 (6 раздел, п. 6.3) Wmi =Wо*k, где Wо – 0,3 кН/м2 k - табл. 6(СНиП 2.01.07-85) Фактическая ветровая эпюра приводится к эквивалентной по моменту в защемлении с ординатой
до
5 м
0,75
10 м
1
20 м
1,25
40 м
1,5 Wm5=W0*k=0,3*0,75=0,225 кН/м2 Wm10=W0*k=0,3*0,71=0,3 кН/м2 Wm20=W0*k=0,3*1,25=0,375 кН/м2 Wm21.6=W0*k=0,3*1,27=0,381 кН/м2 Wm23.4=W0*k=0,3*1,29=0,387 кН/м2 на высоте Н: ; Сосредоточенная сила в уровне верха колонны: WН = Wотс. = где с = 0,8 – с наветренной и с = 0,6 – с заветренной сторон γf = 1,4 – коэффициент надежности по нагрузке; Равномерно распределенная погонная нагрузка: Расчетная схема (статически неопределимая) Ригель считается абсолютно жестким. Основная система метода перемещений (одно неизвестное). 3. Определение усилий в стойках ; Постоянной – нагрузка от собственного веса, стен и подкрановых балок – приложена по оси колонны. От покрытия Fп (симметричное воздействие) y=0*HB; Сила Fп приложена на расстоянии 150 мм от разбивочной оси, поэтому эксцентриситет приложения силы относительно оси надкрановой части колонны: e = hн/2 – hв/2=1,2/2-0,4/2=0,4м; Rв← (+); →(-);
K1=2,152 ,K1=1,314 [3, тб.16.1] при привязке "0", аВ= 50 мм – при вк= 40 см от покрытия МI = МII =
NI = NII=Fп=110,1 кН От стен, собственного веса, подкрановых балок МI = МII =0 NI = NII = От постоянной нагрузки суммарная МI =∑ МI=2.34+0=2,34кН*м МII =∑ МII=-3,44+0=-3,44кН*м NI =∑ NI=110,1+45,08=155,18 кН NII =∑ NII=110,1+477,18=587,28 кН Временная нагрузка Снеговая Fсн – изгибающие усилия от покрытия умножаются на коэффициент Fсн / Fп =64,8/110,1=0,59 МI =2,34*0,59=1,38 кН*м NI = NII=Fсн=64,8 кН МII =-3,44*0,59=-2,03 кН*м Крановая вертикальная Dmax ; (y = 1*Hн ,) ан = "привязка" + 750 – hн/2=0+850-1200/2=250мм ан = hн/2 - "привязка" - 750=1200/2-0-850=-250мм K2=1,304 [3,тб.16.2] - со своими знаками, R11 – реакция в дополнительной связи от перемещения , ;
Стойка А
Стойка Б NI = 0 NII =Dmax=287 кН NI = 0 NII =Dmin=59,6 кН Крановая горизонтальная ТА, ТБ K3=0,775 [3, тб.16.3]
Стойка А
Стойка Б NI = 0 NII =0 NI = 0 NII =0 Ветровая (слева) K7=0,363 [3, тб.16.7] ; ; ; ; ;
Стойка А
Стойка Б NI = 0 NII =0 NI = 0 NII =0 4. Проектирование стоек Материал Бетон В25 γв2 = 1,1 (табл. 15 [1]) Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 [1] с учетом γв2) Eв =27,0*103МПа (табл. 18 [1]) Арматура А-III (Ø10 ÷ 40) Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1]) Es =200*103МПа (табл. 29 [1]) - коэффициент приведения ; ; где ω=α – 0,008 Rв=0,85-0,008*15,95=0,722 (п. 3.12 [1]) α=0,85 – для тяжелого бетона σSR=Rs=365МПа σSc,U=400 МПа, т.к. γв2 >1,0 Надкрановая часть (армирование симметричное)
Исходные данные Нв 370 см hв 40 см вк 40 см J 213333 см4 lo 2,5Нв=925 см i 0,289hв=11,56 см Если λ=lo/I=925/11,56=80 >14, то учитываем выгиб колонны Определение зависимости "Ncr – As" , если и φр = 1 (ф. 58) где Eв = МПа ·100 = Н/см2 ; As и A’s – см2 ; lo, ho, a’ – см ; J – см4 ; Ncr – H ; После преобразования формулы Ncr , получаем ; ; ; Таблица 1 Показатели Сочетание усилий Мmax=23,06 кНм Мmin=-49,13 кНм N=220 кН N=155,18 кН 1. М , Нсм 2306000 -4913000 2. N , Н 220000 155180 3. , см 10,48 31,66 4. Мдл , Нсм 234000 234000 5. Nдл , Н 155180 155180 6. 0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11 0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11 7. , (п. 3.6) Принимаем δе 0,26 0,79 8. 9. 10. где β = 1 (т.36) 11. 12. 13. 29321,3(41,08+(Аs+A’s)) 29321,3(25,85+(Аs+A’s)) 1) АSmin= А’Smin =μminвкho=0,002*40*34=2,72 см2 2) АSmin= А’Smin =4,02 см2 ( 2 Ø16) Принимаем по наибольшему n, Ø с ASmin = A’Smin =4,02 см2 (2Ø16) Конструктивный расчет по наиневыгоднейшему сочетанию (армирование симметричное) Таблица 2
Показатели Вычисления по сочетанию М=-4913000Нсм; Nсоотв= 155180Н. 1. 2. Принимаем АS1 = A’S1= АSMIN 4,02см2 3. Ncr (табл. 1) Astot = AS1+ A’S1=4,02+4,02=8,04 см2 Ncr=29321,3,(25,85+ 8,04)=993699 Н 4. (ф. 19) 5. ,см 6. 7. Т.к. АS2≤АS1 , то АS = A’S= 4,02 см2 2О16 Проверка прочности по другому, сочетанию, армирование АS = A’S=4,02см2 (табл. 2) Таблица 3 Показатели Вычисления М=2306000 Н*см N=220000 Н 1. x = ξho (см) 2. Ncr (табл. 1 и 2), Н 1440262 3. 4. 5. N·e (ф. 36 п. 3.20) 6. 7. Если п.5 ≤ п.6, то прочность обеспечена 5385600Прочность обеспечена Подкрановая часть
Исходные данные Нн=
1805 см hн=
120 см вк=
40 см J=
5760000 см4 lo=
2707,5 см (табл.32) i=
34,68 см λ=lo/i=2707,5/34,68=78 >14, то учитываем выгиб колонны. 1)АSmin= А’Smin =μminвкho=0,002*40*114=9,12 см2 2) АSmin= А’Smin 4,02 , см2 ( 2 Ø16) Принимаем по наибольшему n, Ø с ASmin = A’Smin =9,82 см2 (2Ø25) Таблица 4 Показатели Сочетание усилий Мmax=594,2 кНм Мmin=-596,08 кНм N=587,28 кН N=652,08 кН 1. М , Нсм 59420000 -59608000 2. N , Н 587280 652080 3. , см 4. Мдл , Нсм -344000 -34000 5. Nдл , Н 587280 587280 6. 0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11 0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11 7. , (п. 3.6) Принимаем δе 0,84 0,76 8. 9. 10. б где β = 1 (т.36) 11. 12. 13. 50916,7(31,61+(Аs+A’s)) 50916,7(45,36+(Аs+A’s)) Конструктивный расчет подкрановой части (армирование несимметричное) Таблица 5 Показатели Вычисления по сочетанию
Mmax=59420000 Н*см , Nсоотв=587280 Н 1. А’S1= АSmin 9,82см2 2. АS1= 2АSmin 10,33см2 3. ,Н 50916,7(31,61+(9,82+10,33))=2635448 4. 5. 6. 7. Если А’S2 ≤ А’S1, то А’S2 = А’S1=9,82см 9. 10. 11. 12. 13. ≤ 5%, Принимаем 2Ø28, с Аs=12,32 см2. Принимаем 2Ø25, с Аs=9,82 см2. Таблица 6 Показатели Вычисления по сочетанию Mmin=-59608000 Н*см , Nсоотв=652080 Н 1. А’S1= АSmin 9,82 см2 2. АS1= 2АSmin 10,33 см2 3. ,Н 50916,7(45,36+(9,82+10,33))=3335553 4. 5. 6. 7. Т.к. А’S2 ≤ А’S1, то А’S2 = А’S1=9,82см 9. 10. 11. 12. 13. ≤ 5%, Принимаем 2Ø25, с Аs= Аs =9,82 см2. Окончательное конструирование продольной арматуры (п. 5.18) Окончательное армирование Принимаем правую арматуру 2Ø28, с Аs=12,32 см2, левую 2Ø25, с Аs= 9,82 см2. Проверка на ЭВМ Показатели Сочетание 1 Сочетание 2 Мmax=594,2 кНм Мmin=-596,08 кНм N=587,28 кН N=652,08 кН 1. Уточнение ; 2. 3. 4. , см Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия. 1. Конструктивная схема покрытия Покрытие представлено ребристыми плитами шириной 3м, опирающимися продольными ребрами на двускатные стропильные балки. 2. Предварительное конструирование балки
hmax=890+1/12(0,5L-25)=890+1/12(0,5*12000-25)=1388 мм hx=890+1/12(x+125)=890+1/12(4329+125)=1260 мм 3. Расчетная схема балки l0=11,7м; x=4,329м. Qmax=q*l0/2=32,22*11,7/2=188,5 кН Сбор нагрузок на балку Вид нагрузки Нормат. кН/м2 γf Расчетн кН/м2 Шаг колонн, В, м Нормат. кН/м Расчетн кН/м I. Постоянные 1. Стяжка, пароизоляция, ковер 0,6 1,3 0,78 6 3,6 4,68 2. Утеплитель (для отапливаемых) 0,4 1,3 0,52 2,4 3,12 3. Плиты покрытия 1,5 1,1 1,65 9 9,9 4. Балка 0,56 1,1 0,62 6 3,36 3,72 gн =18,36 g =21,42 II. Временные 1. Длительно-действующая 0,63 1,43 0,9 6 3,78 5,4 2. Кратковременно-действующая. 0,63 1,43 0,9 6 3,78 5,4 pн=27 p=37,8 qн=68,748 q=86,604 В том числе Нагрузка от собственной массы балки: Вес балки нормативный, кН – Gб = 40,2кН, где Нормативная нагрузка на 1 м2 покрытия: 4. Расчет прочности нормального сечения балки покрытия Расчетное опасное сечение находится на расстоянии равном приблизительно 0,37 lo. Принимаем а’=3 см; аsp=8 см; Бетон В25, арматура АIII, преднапрягаемая арматура АV Определение площади сечения напрягаемой арматуры Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона ξR (см. ф. 25 п.3,12). В этой формуле γв2=0,9; σsp=(0,6÷0,8)Rs,ser=0,7*785=550 МПа ; для упрощения ∆σsp=0. sSR=RS+400-sSsp-Dssp=680+400-550-0=530 МПа w=a-0,008*Rb=0,85-0,008*13,05=0,75 Кроме этого определяем Определяем необходимость постановки арматуры в сжатой зоне А’S по расчету (из предельного условия ξ=ξR ): Т.к.A’Sтреб.Принимаем A’S факт=4,52 см2 (4 Ø12 АIII) Определяем положение нейтральной оси в расчетном сечении : если то нейтральная ось находится в ребре, тогда 0,22≤ aR=0,4 à x= Коэффициент γs6 определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем Фактическое значение Аsp принимают по сортаменту . Aspфакт7,64см2 (4 Ø 18 А-V) Арматуру размещают в нижней полке балки с учетом конструктивных требований п.5.5 и 5.12., и назначают размеры нижнего пояса балки. При этом без перерасчета уточняют значения a и ho .
Проверка прочности балки по нормальному сечению Нейтральная ось проходит в полке, если , тогда высота сжатой зоны бетона определяется ,
Несущая способность сечения (Нсм) прочность сечения обеспечена. 5. Расчет прочности наклонного сечения балки покрытия Задаемся Ø 10 АIII, S1=150 мм; n=2; - учитывает влияние сжатых полок - учитывает влияние продольных сил , кроме этого (1+φf + φn) ≤ 1,5 С=bпл-0,15=3-0,15=2,85 м ; ; ; ; Проверка прочности наклонной полосы Где , β=0,01; Rв в МПа ; ; Расчет балок покрытия по II группе предельных состояний 1. Назначение величины предварительного напряжения арматуры Исходные данные: способ натяжения; длина натягиваемого стержня (l=12,25м) в метрах нормативное сопротивление арматуры Rsp,ser=785 МПа. Назначаемая величина предварительного напряжения арматуры σsp=550 МПа должна удовлетворять двум условиям (см. п. 1.23 СНиПа) 2. Вычисление геометрических характеристик сечения Исходные данные: размеры поперечного сечения балки в наиболее напряженном месте в (см); As=2,26 см2 , Asp=7,64 см2 , A’s=4,52см2, a=3см, asp=8 см , a’=3см, Es=200000 МПа , Esp=190000 МПа , E’s=200000 МПа , Eв=27000 МПа ; Коэффициенты приведения арматуры к бетону: Приведенная к бетону площадь сечения: Статический момент приведенного сечения относительно оси проходящей по нижней грани: Расстояние от нижней грани сечения до его центра тяжести: Момент инерции приведенного сечения: Момент сопротивления сечения на уровне сжатой грани: Момент сопротивления сечения на уровне сжатой арматуры: Момент сопротивления сечения на уровне растянутой напряженной арматуры: Момент сопротивления сечения на уровне растянутой грани: Упругопластический момент сопротивления по нижней грани сечения: Упругопластический момент сопротивления по верхней грани сечения: здесь γ=1,5 – коэффициент упругопластичности для двутаврового сечения. 3. Определение потерь предварительного напряжения арматуры. Исходные данные: тип арматуры (стержневая); способ натяжения (механический); σsp=550 МПа, Rsp,ser785 МПа, передаточная прочность бетона Rвр=к·В=0,8*25=20 МПа, где В – класс бетона, к – коэффициент предаточной прочности (например, при 80% предаточной прочностик=0,8); Asp=7,64 см2; Ared=1673см2; Ws=54494,6 см3; yн=70 см; asp=8 см; Mсв н5360000 Нсм – нормативный изгибающий момент в расчетном сечении от собственного веса балки. При механическом способе натяжения дополнительно Ø (мм)=18мм - диаметр преднапряженной арматуры; L (мм)=13000мм - длина натягиваемого стержня; Esp190000 МПа. А. Первые потери σ1=0,1* σsp-20=0,1*550-20=35 МПа – потери от релаксации напряжений арматуры (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ2=1,25*Δt=1,25*65=81,25 МПа – потери от температурного перепада (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ3=МПа – потери деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств; (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ4=0 – потери от трения арматуры, принимаются равным 0; σ5=30 МПа – потери от деформации стальной формы (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Определяем усилие обжатия в бетоне при обжатии в уровне центра тяжести преднапряженной арматуры: – потери от быстронатекающей ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Б. Вторые потери σ7=0 – потери от релаксации напряжений арматуры, принимаются равным σ8=35 МПа – потери от усадки бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Определяем усилие обжатия с учетом первых потерь: Определяем напряженияв бетоне от усилия обжатия: – потери от ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа );
Определяем сумму всех потерь и усилие обжатия: Σσi – σ1+ σ2+ σ3+ σ4+ σ5+ σ6+ σ7+ σ8+ σ9=35+81,25+66,76+0+30+8,16+0+ +35+25,31=236,37 ≥ 100 (МПа); ,
4. Оценка трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры Исходные данные: P1=285690,2 (H); Мснв=5360000 (Нсм); W’red =60333,3 (см3); W’pl =90500 (см3); yн=70 (см); H=126 (см); asp=8 (см); k=0,8; Rвр,ser=k Rв,ser =14,8 (МПа); Rвtр,ser=k Rвt,ser =1,28 (МПа); Ared =1673 (см2); Ired=3378662,2 (см4). Для возможной корректировки жесткости конструкции и прогибов необходимо выполнить оценку трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры. Условие возникновения верхних трещин оценивается по условию: Где , - при неблагоприятном влиянии преднапряжения При механическом способе натяжения , (см) r’ – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны: , (см) где ; -верхних трещин нет, l1=0 5. Оценка трещинообразования нижней зоны балки в стадии эксплуатации Исходные данные: P2=239613,3 (H); h=126 (см); yн =70 (см); asp =8 (см); Ared 1673 (см2); Ired =3378662,2 (см4); Wred =48266,6 (см3); Wpl =72400 (см3); As =2,26 (см2); Asp= 7,64 (см2); A’s =4,52 (см2); Rв,ser =18,5 (МПа); Rвt,ser 1,6 (МПа); М н=41350000 (Нсм); К трещиностойкости балки предъявляют требования 3-ей категории (п. 1.16 СНиПа). Расчет по образованию трещин производят на действие полных нормативных нагрузок. Расчет заключается в проверке условия: - при благоприятном влиянии преднапряжения - см. п. 4 еор - см. п. 4 41350000 6. Определение раскрытия трещин в нижней зоне Исходные данные: b=8 (см); вf=20 (см); в’f =35 (см); h0 =118 (см); hf =13 (см); h’f =15 (см); а=3 (см); аsp =8 (см); а’ =3 (см); Esp =190000 (МПа); Es =200000 (МПа); E’s =200000 (МПа); Asp =7,64 (см); As =2,26 (см); A’s =4,52 (см); Rв,ser =18,5 (МПа); P2 =239613,3 (H); γsp1 = 0,9; Выполняют расчеты по непродолжительному раскрытию трещин на действие полных нормативных нагрузок и по продолжительному раскрытию на действие постоянных и временных нормативных нагрузок (п. 4.14 СНиПа). Расчет сводится к проверке условий трещиностойкости: Здесь - приращение ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок; - ширина продолжительного раскрытия трещин. Предельно допустимые значения , , указаны в табл. 2 СНиПа. Параметры , , и , рассчитывают по следующему алгоритму: При определении принимают М=М н ; φе=1; ν=0,45. При определении принимают М=Мдлн ; φе=1; ν=0,45. При определении принимают М=Мдлн ; φе=1,6-15; ν=0,15. ; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144) ; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1]
Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144)
; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144) 7. Мероприятия по обеспечению прочности и трещиностойкости опорного участка Согласно п. 5.58 СНиПа у торцов балки предусматривают дополнительную ненапрягаемую арматуру, т. к. напрягаемая продольная арматура сосредоточена у нижней грани. Площадь сечения одного стержня поперечной арматуры класса А-III равна: , где n – число стержней (4 или 6), надежно закрепленных приваркой к опорным деталям. Принимаем стержень Ø10мм, Аs=0,785см2. У концов балки устанавливают дополнительную косвенную арматуру (сетки или хомуты с шагом 5 – 10 см, охватывающие все напрягаемые продольные стержни) на длине участка не менее 0,6 lp=21,6см и 20 см (п. 5.61). 0,6*lp =0,6*25,4=15,28. Армирование балки Ребро балки армируют двумя вертикальными каркасами из расчетных поперечных стержней (п. 5.27), объединенных продольными стержнями . Верхнюю полку армируют горизонтальным каркасом, состоящим из двух продольных стержней Ø12 А-III и гнутых поперечных стержней Ø5 Вр-I, расположенных с шагом 20 см. Нижнюю полку армируют замкнутыми хомутами Ø5 Вр-I, с шагом не менее 2 hf Хомуты связаны в пространственные каркасы продольной арматурой Ø5 Вр-I. Балка имеет закладные детали для крепления плит покрытия. Подъем балки осуществляют с помощью специальных захватов, для чего в ней предусмотрены монтажные отверстия. Литература 1. СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. М, 1989г. 2. СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия.; М, 1986. 3. Улицкий И,И, Железобетонные конструкции. Киев, 1973г. 4. Методические указания по применению ЭВМ в курсовом проекте.