Технология строительства промышленного здания с использованием железобетонных конструкций

В последние пятьдесят лет в строительстве очень интенсивно стал применяться железобетон, как основной конструктивный материал для возведения зданий и сооружений различных типов. Прежде всего, это связано наличием у него ряда особенностей (прочность, долговечность, не подвержен коррозии как сталь и гниению как древесина, огнестойкость, устойчивость к агрессивной среде), которые и придают железобетону широкое применение в строительстве, как небольших зданий, так и особо важных объектах (плотины, сооружения оборонного назначения и др.). На сегодняшний день железобетон применяется в 80% строящихся зданий и сооружений.

В данном курсовом проекте рассчитаны и сконструированы основные несущие конструкции (колонна крайнего ряда, фундамент колонны и ферма покрытия) одноэтажного, двухпролётного промышленного здания.

Исходные данные к проектированию

1. Конструктивная схема здания:

2. Геометрические характеристики объекта:

- общая протяжённость здания K=132м

- пролет l1=27 м;

- шаг колонн s=12м;

- высота от нулевой отметки до верха головки подкранового рельса Нр=14м.

3. Тип стропильной фермы кровли тАУ сегментная ферма

4. Расчётное сопротивление грунта под подошвой фундамента Rгр =3,6∙10-1МПа.

5. Грузоподъёмность мостового крана тАУ Q=50т.

6. Место строительства тАУ г. Екатеренбург.

1. Расчёт и конструирование ограждающих конструкций

Определение габаритных размеров элементов здания

Колонна крайнего ряда

Определяем полную высоту колонны по следующей формуле:

H0=H1+ H2 , (1.1.1)

где, H1 тАУ высота нижней части колонны от обреза фундамента до верха подкрановой консоли, определяемая по формуле (1.1.2):

Н1= Нр тАУ (hп.б. + hр) + hоф, (1.1.2)

где, Нр =14 м тАУ высота до верха рельса до обреза фундамента;

hоф=150 мм тАУ расстояние о т нулевой отметки до отметки обреза фундамента;

hп.б тАУ высота подкрановой балки, принимаемая при шаге колонн 12м равной 1,4 м;

hр- высота подкранового рельса, принимаем равной 150мм;

Н2 тАУвысота верхней части колонны, определяемая как сумма высот подкрановой балки, рельса, габаритного размера мостового крана, а также необходимым нормативным зазором между краном и стропильной системой.

H2=Hcr + (hп.б. + hр) + c

Hcr =3150мм тАУ высота крана (прил.1 [3]);

с тАУ нормированный зазор между краном и стропильной фермой, принимаем с=150мм;

Высота нижней части колонны:

Н1=14 тАУ (1,4 +0,15) +0,15 = 12,3 м

Высота верхней части колонны:

H2= 3,15+ (1,4 +0,15) +0,15 = 4,85 м

Полная высота колонны крайнего ряда:

Hкр=12,3+4,85=17,15 м

Окончательно принимаем Hкр=18 м, что отвечает модулю кратности 1,2; при этом изменив высоту надкрановой части H2=5,7 м.

Привязку крайних колонн к разбивочным осям здания при шаге 12 м принимаем 250мм, т.к высота колонны >16 м . Соединение стропильных конструкций с колоннами выполняем путём сварки закладных деталей и в расчётной схеме поперечной рамы считаем его шарнирным.

Принимаем согласно грузоподъёмности мостового крана 50т и полной высоты крайней колонны сквозное сечение колонны, для средней колонны принимаем сквозную двухветвевую колонну.

Размеры сечения колонн устанавливаем с учетом обеспечения необходимой жесткости колонн:

Крайняя колонна: Средняя колонна:

Ва(мм); (мм);

;

b=380мм

Ва(мм);

;

Ва(мм);

Ва(мм);

(h1=[1/10тАж1/14]H1).

Ввиду того, что проектируемое промышленное здание имеет протяжённость 132 м выше чем максимально допустимый размер температурного блока (60м; 72м), то в выбранном объекте необходимо устройство температурных швов. Из условия необходимость устройства температурных швов разбиваем здание на 2 температурных блока размерами 66 м. Си 48 м. необходимость устройства температурных швов разбиваем здание на 3 температурных блока размерами 60перечной разбивочной

Поперечный температурный шов выполняем на спаренных колоннах, при этом ось температурного шва совмещаем с поперечной разбивочной осью, а оси колонн смешаем с разбивочной оси на 500мм.

Расстояние от разбивочной оси ряда до оси подкрановой балки принимаем равной λ=750мм (для кранов с грузоподъёмностью до 50т)

Пролет мостового крана:

Lк=l тАУ 2L1=27000-2∙750=25500мм.

2. Сбор нагрузок на поперечную раму ОПЗ

Постоянные нагрузки на ригель рамы от веса кровли, стропильных балок принимаются обычно равномерно распределенными по длине ригеля.

Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия, которое может быть тяжелым или легким, утепленным или не утепленным. Покрытие состоит из сборных железобетонных плит, опирающихся непосредственно на балки, пароизоляции, теплоизоляционного слоя, водоизоляционного ковра, защитного слоя. Толщина теплоизоляционного слоя принята без теплотехнического расчета в зависимости от расчетной зимней температуры наружного воздуха.

Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению (γн = 0,95 для большинства промышленных зданий).

Определение постоянной нагрузки от покрытия, стенового ограждения и от собственной массы конструкций

Постоянная поверхностная распределенная нагрузка от покрытия, включая собственный вес железобетонных конструкций шатра определенная в таблице 1.

Таблица 1

Постоянная поверхностная распределенная нагрузка от покрытия

Расчётная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы определяется по формуле:

,

где b тАУ шаг поперечных рам, b = 12 м;

Опорная реакция ригеля рамы на крайней колонне:

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

на средней колонне:

FR,ср = qП В·L = 38,17В·27 = 1030,6 кН,

где L тАУ пролет здания, равный 27 м.

Расчётная нагрузка от стеновых панелей и остекления в верхней части колонны:

Расчётная нагрузка передаваемая на фундаментную балку от веса остекления и стенового ограждения в нижней части колонны:

Поверхностная масса стеновых панелей 200 кг/м2 (Qст=2 кН/м2), переплетов с остеклением 35 кг/м2 (Qок=0,35 кН/м2).

γf,ст = 1,2 тАУ для стен; для остекления γf,ок = 1,1;

∑h тАУ высота стеновой панели или остекления.

Расчетная нагрузка от подкрановых балок:

Fпб= γf ∙ γн ∙ Gпб = 0,95 ∙ 1,1 ∙ 115 =120,18 кН,

Gпб тАУ нормативный вес подкрановой балки пролетом L = 27 м.

Расчетная нагрузка от веса колонн.

Крайние колонны:

надкрановая часть

;

подкрановая часть

кН

Средние колонны:

Определение нагрузок от давления снега и ветра

Снеговая нагрузка

По приложению к СНиП 2.01.07 тАУ 85* ВлНагрузки и воздействияВ» вес снегового покрова в Екатеринбурге (расположен в IтАУом снеговом районе) расчётное значение снеговой нагрузки so = 1,8 кПа.

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы определяется по формуле:

qсн = γнВ· μ В· so В· b = 0,95В·1В·1,8В·12 = 20,52 кН/м,

где so тАФрасчётное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемая в зависимости от района строительства;

μ тАУ коэффициент перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1 м2 проекции кровли, при уклоне α ≤25º принять равным единице;

b тАФ шаг стропильных конструкций;

Расчетная снеговая нагрузка:

тАУ на крайние колонны:

Fкр, сн = qсн В·L/2 =кН;

тАУ на средние колонны:

Fср, сн = qсн В·L =кН.

Ветровая нагрузка

По приложению к СНиП 2.01.07 тАУ 85 ВлНагрузки и воздействияВ» скоростной нормативный напор ветра в Екатеринбурге (расположена во II-ом районе по давлению ветра) wo=0,38 кН/м2. Тип местности В (города с окраинами, лесные массивы и подобные местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м).

При расчете одноэтажных производственных зданий высотой до 36 м при отношении высоты к пролету менее 1.5, размещаемых в местностях типов А и В, учитывается только статическая составляющая ветровой нагрузки, соответствующая установившемуся напору на здание. Характер распределения статической составляющей ветровой нагрузки в зависимости от высоты над поверхностью земли определяют по формуле:

qB = γн× γf ×weq ×c× b,

где weq тАФэквивалентное по моменту в заделке значение ветрового давления;

с тАФ аэродинамический коэффициент; c = 0,8 - для наветренной стороны, c=0,6 - для подветренной стороны;

γf тАФ коэффициент коэффициент перегрузки, который для зданий равен 1,2;

b тАФ ширина расчетного блока.

Определим ординаты эпюр нормативного ветрового давления на раму на высоте 5; 10; 12,3; 18 м. Коэффициент k, учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания, определим интерполяцией по таблице 6 СНиП 2.01.07-85*:

Табл. 2

Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно распределённым, эквивалентным по моменту в заделке колонны (консольной балки длиной 12,3 м) по формуле:

где ВатАУ сумма моментов относительно заделки колонны равнодействующих, определенных на участках в пределах высоты колонны с линейно изменяющейся ветровой нагрузкой.

Расчётная погонная нагрузка от ветра на крайние до отметки 18 м:

тАУ с наветренной стороны w = 0,95В·1,2В·0,232В·0,8В·12=2,54 кН/м;

тАУ с заверенной стороны wp = 0,95В·1,2В·0,232В·0,6В·12=1,91 кН/м.

Ветровую нагрузку на шатёр тАУ выше отметки 18 м (от низа ригеля до наиболее высокой точки здания), заменяем сосредоточенной силой, приложенной в уровне низа ригеля рамы (на расчётной схеме). Определим сосредоточенную силу от ветровой нагрузки:

Определение нагрузки от крановых воздействий

Вертикальные усилия от мостового крана

Согласно ГОСТ 25546тАУ82 принимаем следующие характеристики для крана Q = 50/5 т: Fn,max = 465 кН, пролёт крана Lк = 27тАУ 2∙0,75 = 25,5 м, база крана K = 5250 мм, ширина крана В = 6760 мм.

Вертикальная крановая нагрузка передается на подкрановые балки в виде сосредоточенных сил Fmax и Fmin при их невыгодном положении на подкрановой балке. Расчетное давление на колонну, к которой приближена тележка, определяется по формуле:

Dmax = γн∙γf ∙пс∙ Fn,max ∙∑yi ,

где γf тАУ коэффициент перегрузки;

nс тАУ коэффициент сочетаний, принимаемый равным 0,85 при 2-х кранах у крайней колонны и 0,70 при 4-х кранах у средней колонны;

Fn,max тАУ нормативное вертикальное усилие колеса;

∑ yi тАУ сумма ординат линий влияния.

Силу Dmin можно определить если заменить в формуле Fn,max на F n,min, т. е. на нормативные усилия, передаваемые колесами другой стороны крана на противоположную колонну.

Наименьшее давление колеса крана вычисляется по формуле (XIII.1 [1]):

,

где Q тАФгрузоподъемность крана в т;

Q k тАФ полный вес крана с тележкой, т;

no тАФчисло колес на одной стороне крана.

.

Рис. 2. Линии влияния крана (Fn = 195 кН).

Вертикальная крановая нагрузка при 2-х сближенных кранах у крайней колонны:

Dmax_2 = 0,95∙1,1∙0,85∙465 (1+0,633+0,842+0,475)=1218,46 кН;

Dmin_2 = 0,95∙1,1∙0,85∙105,85 ∙2,95= 277,36 кН.

Вертикальная крановая нагрузка при 4-х сближенных кранах у средней колонны:

Dmax_4 = 2∙( γн∙γf ∙пс∙ Fn,max ∙∑yi)= 2∙(0,95∙1,1∙0,7∙465 ∙2,95)= 2006,87 кН;

Определение горизонтальной силы от мостового крана

Горизонтальная сила от мостового крана, расположенная в плоскости поперечной рамы, возникает из-за перекосов крана, торможения тележки, распирающего воздействия колес при движении по рельсам, расстояние между которыми несколько меньше пролета крана и т. п. Нормативное значение силы передаваемой одним колесом на поперечную раму, для крана с гибким подвесом грузов, определяется по формуле (XIII.2 [1]):

где Q тАУ грузоподъемность крана (т);

n0 тАУ число колес с одной стороны крана;

QТ тАУ масса тележки (т).

Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками от двух кранов при поперечном торможении на колонну от силы , определяется по формуле

где γf тАУ коэффициент перегрузки, равный 1,1;

nc тАУ коэффициент сочетания, равный при работе двух мостовых кранов среднего режима работы 0,85;

∑y тАУ сумма ординат линий влияния (рис. 2).

3. Эксцентриситеты приложения нагрузок

-от опорной реакции балки покрытия в надкрановой части колонны:

Вам;

-от опорной реакции балки покрытия в подкрановой части:

Вам;

-от вертикального давления мостовых кранов на крайнюю колонну:

Вам;

-от вертикального давления мостовых кранов на среднюю колонну:

Вам;

-от стен и остекления в подкрановой части:

Вам;

3. Статический расчет поперечной рамы

Составление задания на статический расчет поперечной рамы на ЭВМ

Так как при расчете на ЭВМ на расчетной схеме мы задаем не все эксцентриситеты приложения сил, то часть вертикальных сил принимаем как моменты с плечом е0i.

1. Постоянная нагрузка от собственного веса

При расчете на ЭВМ задаем:

тАУ опорные реакции ригеля рамы: на крайних колоннах: FR,кр = 515,3 кН; на средней колонне: FR,ср = 1030,6 кН;

тАУ момент в месте сопряжения ригеля с крайними колоннами:

МП1=FR,крВ·е01 =515,3В·0,15 =77,3 кНВ·м;

тАУ момент в уступах крайних колонн задаем от веса стеновых панелей и остекления (89,88 кН), веса подкрановой балки (120,18 кН), надкрановой части колонны (32,13 кН) и опорной реакции ригеля (515,3 кН):

МП2 = тАУF1 В·е04+Fпб В·е03 тАУ (FR,кр + Fкол,кр)В·е02= тАУ89,88В·0,92+120,18В·0,25 тАУ (515,3+32,13)В·0,45 = тАУ44,17 кНВ·м;

тАУ нагрузка от подкрановых балок прикладывается в уступе: на крайних колоннах: Fпб=120,18 кН; на средней колонне: Fпб_ср=240,36 кН;

Нагрузки от веса стеновых панелей и остекления и колонны учитываем как распределенные соответственно по высоте верхней ((89,88+33,95)/5,7=21,74 кН/м тАУ для крайних; 33,95/5,7=5,95 кН/м тАУ для средних) и нижней части колонны ((111,15+289,2)/12,3=32,6 кН/м тАУ для крайних; 289,2/12,3=23,51 кН/м тАУ для средних) .

2. Снеговая нагрузка

тАУ опорные реакции ригеля рамы: на крайних колоннах: Fкр, сн =277,02 кН; на средней колонне: Fср, сн =554,04 кН;

тАУ момент в месте сопряжения ригеля с крайними колоннами:

Мсн1= Fкр, снВ·е01 =277,02В·0,15=41,55 кНВ·м;

тАУ момент в уступах колонн:

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

3.Вертикальное давление от мостовых кранов

Вертикальная крановая нагрузка от 2-х сближенных кранах:

Мmin на крайнюю колонну:

Мmin=Dmin*е03=277,36∙0,25=69,34 кН∙м

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

Мmax на крайнюю колонну:

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

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

4. Горизонтальная нагрузка от торможения крановой тележки:

Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками от двух кранов при поперечном торможении на колонну от силы , определяется по формуле

Т=74,79 (кН)

5. Ветровую нагрузку принимаем линейно распределенной по высоте крайних колонн, сосредоточенную силу от ветровой нагрузки тАУ приложенной в уровне ригеля

На основании полученных значений внешних воздействий производим определение внутренних усилий в элементах поперечной рамы, для следующих загружений:

1. постоянная нагрузка;

2. снеговая нагрузка;

3. вертикальная крановая нагрузка (от двух кранов) на левую колонну крайнего ряда;

4. вертикальная крановая нагрузка (от двух кранов) на колонну среднего ряда;

5. вертикальная крановая, от четырёх кранов, на колонну среднего ряда;

6. тормозная крановая на левую колонну крайнего ряда;

7. то же на колонну среднего ряда;

8. ветровая слева;

9. ветровая справа.

Результаты статического расчёта для элементов поперечной рамы представлены в таблице № 3.

4. Расчёт и конструирование
крайней колонны

4.1 Характеристики бетона и арматуры

Для изготовления колонны применяется тяжёлый бетон класса В20, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении. Данный бетон имеет следующие характеристики прочности и деформативности: при коэффициенте условий работы γb2 = 1: Rb = 11,5 МПа; Rbt = 0,90 МПа; Eb = 24В·10³ МПа.

В качестве продольной арматуры колонны принимаем арматуру класса А-III, d>10мм, имеющую следующие характеристики Rs = Rsc =365 МПа; Es = 2В·105 МПа, поперечную арматуру принимаем класса А-I.

4.2 Расчёт прочности надкрановой части колонны

Размеры прямоугольного сечения: b = 380 мм; h = h2 = 600 мм; для продольной арматуры принимаем а = а' = 40 мм, тогда рабочая высота сечения

h0 = h тАУ а = 600 тАУ 40 = 560 мм.

Рассматриваем сечение 1-0 на уровне верха консоли, в котором действуют три комбинации расчётных усилий, приведённые в таблице. Так как в статическом расчёте рамы-блока по крайним рядам принимались по одной колонне, то для подбора арматуры расчётные усилия остаются те же (табл.№6).

Комбинации усилий для надкрановой части колонны Таблица №6

Усилия от всех нагрузок без учёта крановых и ветровых (см. табл.№5):

M' = 24,8 кНВ·м; N' =920,53 кН.

Усилия от продолжительно действующих (постоянных) нагрузок:

Ml = 18,88 кНВ·м; Nl =643,51кН.

Расчёт прочности сечения колонны должен выполнятся на 4 комбинации усилий, а расчётное сечение симметричной арматуры должно приниматься наибольшим. В целях упрощения количества расчётов, расчет прочности сечения колонны можно производить по наиболее опасному сочетанию нагрузок. В данном случае расчет производим по первому сочетанию нагрузок (Mmax ).

Расчётное сопротивление Rb принимаем с коэффициентом γb2 = 1,1, т.к. в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки.

Расчёт в плоскости изгиба

Расчётная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. XIII.1 [1]; при учёте крановых нагрузок l0 = 2H2; без учёта крановых нагрузок l0=2,5H2. В данном случае l0 =2В·5,7 =11,4 м.

Определяем гибкость надкрановой части колонны по формуле:

λ=l0/i, (3.2.1)

где i тАУ радиус инерции сечения, м;

Так как минимальная гибкость в плоскости изгиба λ=l0/i =1140/17,32 =48,5>14, то необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.

Случайные эксцентриситеты:

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

ea2 = h/30 = 0,6/30 = 0,02 = 20 мм;

Эксцентриситет приложения нагрузки е0 = |M|/N =3659/892,83 = 4,1см <еа2= =20 мм, следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.

Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.

, (IV.19[1])

где

δ = е0/h = 4,1/600 = 0,007< δе,

min = 0,5 тАУ 0,01В· l0/h тАУ 0,01В· Rb γb2 =0,5-0,14- 0,01∙11,5∙1,1 =0,234. Принимаем δ= 0,234.

I тАУмомент инерции бетонного сечения, м4;

Is тАУ приведённый момент инерции сечения арматуры, вычисляемый относительно центра тяжести бетонного сечения, и определяемый по формуле (3.2.3),м4;

, (3.2.2)

, (3.2.3)

μ тАУ коэффициент армирования, в первом приближении задаёмся равным 0,01;

а=а/ =4см тАУ расстояние от наружной грани до центра тяжести арматуры;

α =Es/Eb =200/24 =8,33

φl тАУ коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии, определяемый по формуле:

φl=1 + β∙Ml/M, (IV.20[1] )

M и Мl тАУ моменты, определяемые относительно оси, параллельной границе сжатой зоны, проходящей через центр растянутой или менее сжатой (при полностью сжатом сечении) арматуры, соответственно от совместного действия всех нагрузок и от постоянной и длительной нагрузки;

β тАУ коэффициент принимаемый согласно табл. IV.2[1], принимаем β=1.

Моменты М и МI одного знака, тогда коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки:

φl = 1 + βВ·|M1l/M1| = 1 + 1В·240,16/139,88 =2,72;

M1l = Ml + NlВ·(0,5В·h тАУ a) =18,88 +643,51В·(0,38В·0,6 тАУ 0,04) =138,86 кНВ·м;

M1 = M + NВ·(0,5В·h тАУ a) =36,59+892,83∙0,29=240,16 кНВ·м.

φsp тАУ коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жёсткость элемента в предельном состоянии, принимаем равным 1 т.к. нет предварительного обжатия.

Определяем моменты инерции сечения:

Условная критическая сила

Определяем коэффициент увеличения начального эксцентриситета по формуле:

η=1/(1 тАУ N/Ncr), (IV.18[1])

η = 1/(1 тАУ892,83/7190) =1,14

Определяем высоту сжатой зоны сечения, из уравнения (3.2.4).

N=Rb∙b∙x +RscAs/ - RsAs (3.2.4)

Т.к. колонна имеет симметричное армирование, т.е. As = As/ и Rsc =Rs, то из уравнения (3.2.4), высота сжатой зоны сечения:

х = N/ Rb∙b, (3.2.5)

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

Относительная высота сжатой зоны: ξ=х/h0=14,1/56 =0,25.

Определяем значение граничной относительной высоты сжатой зоны:

, (II.42[1])

где w =0,85 -0,008 Rb =0,85 тАУ 0,008∙1,1∙11,5=0,749- коэффициент полноты фактической эпюры напряжений в бетоне при замене её условной прямоугольной эпюрой; σsc,u =400 МПа т.к. γb2>1; σSR=Rs =365 МПа.

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

Определение требуемой площади сечения поперечной арматуры

Требуемая площадь сечения продольной арматуры при симметричном армировании определяется по следующей формуле:

, (IV.38[1])

где, е тАУ расчётный эксцентриситет продольной силы, определяемый по формуле:

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

Т.к. Аs<0, то площадь арматуры назначаем по конструктивным соображениям Аs =0,002bh0 =0,002∙38∙57=4,33см2. Принимаем 3d16A-III c As=6,03см2 по прил.VI.[1]; μ1=2∙6,03/(60∙38)= 0,004 для определения Ncrc ,было принято μ1=0,01 перерасчет не производим из-за небольшой разности в значениях μ1 и по причине конструктивного принятия сечения арматуры.

Проверку достаточности сечения арматуры не производим по остальным сочетаниям т.к. различие в продольной силе не значительны и они не могут существенно повлиять на сечения арматуры.

Расчёт из плоскости изгиба

За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы, т.е. в этом случае h = b =380 мм. Расчётная длина надкрановой части из плоскости составляет

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

Расчёт сечения колонны в плоскости перпендикулярной плоскости изгиба не производим, т.л. гибкость из плоскости

l0//iу=855/10,97 =77,93< λ=l0/i=48,5, где .

4.3 Расчёт прочности подкрановой части колонны

Т.к. подкрановая часть колонны имеет сплошное сечение, то расчёт выполняем аналогично расчету надкрановой части.

Размеры прямоугольного сечения: b = 500 мм; h = h1 = 900 мм; для продольной арматуры принимаем а = а' = 50 мм, тогда рабочая высота сечения h0 = h тАУ а = 900 тАУ 50 = 850 мм.

Комбинации усилий для надкрановой части колонны Таблица №6

Усилия от всех нагрузок без учёта крановых и ветровых (см. табл.№5):

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

Усилия от продолжительно действующих (постоянных) нагрузок:

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

Расчет производим по третьему сочетанию нагрузок (Nmax ).

Расчётное сопротивление Rb принимаем с коэффициентом γb2 = 1,1, т.к. в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки.

Расчёт в плоскости изгиба

Расчётная длина подкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. XIII.1 [1]; при учёте крановых нагрузок l0 = 1,5H1; l0 =1,5В·12,3 =18,45 м.

Определяем гибкость надкрановой части колонны по формуле:

λ=l0/i, (3.2.1)

где i тАУ радиус инерции сечения, м;

Так как минимальная гибкость в плоскости изгиба λ=l0/i =18,45/43,3=42,49>14, то необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.

Случайные эксцентриситеты:

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

ea2 = h/30 = 1,5/30 =0,05=50 мм;

Эксцентриситет приложения нагрузки е0 = |M|/N =34829/2510,6=13,87> >еа2= 25мм, следовательно случайный эксцентриситет не учитываем.

Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η по формуле (IV.19[1]).

δ = е0/h = 13,87/1500=0,009< δе,

min = 0,5 тАУ 0,01В· l0/h тАУ 0,01В· Rb γb2 =0,5-0,132-0,01∙11,5∙1,1 =0,242. Принимаем δ= 0,242.

α =Es/Eb =200/24 =8,33

Принимаем коэффициент армирования равным μ=0,01

Определяем моменты инерции сечения:

;

β тАУ коэффициент принимаемый согласно табл. IV.2[1], принимаем β=1.

Моменты М и МI одного знака, тогда коэффициент, учитывающий длительное действие нагрузки:

φl = 1 + βВ·|M1l/M1| = 1 + 1В·803,1/1001,37=1,8;

M1l = Ml + NlВ·(0,5В·h тАУ a) = -12,2+1164,67В·(0,5В·1,5тАУ0,05) =803,1 кНВ·м;

M1 = M + NВ·(0,5В·h тАУ a) = -7,81+1441,69∙0,7=1001,37 кНВ·м.

φsp тАУ коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жёсткость элемента в предельном состоянии, принимаем равным 1 т.к. нет предварительного обжатия.

Определяем моменты инерции сечения:

Условная критическая сила

Определяем коэффициент увеличения начального эксцентриситета по формуле:

η=1/(1 тАУ N/Ncr), (IV.18[1])

η = 1/(1 тАУ2510,6/9720) = 1,35

Определяем высоту сжатой зоны сечения, из уравнения (3.2.4).

N=Rb∙b∙x +RscAs/ - RsAs (3.2.4)

Т.к. колонна имеет симметричное армирование, т.е. As = As/ и Rsc =Rs, то из уравнения (3.2.4), высота сжатой зоны сечения:

х = N/ Rb∙b, (3.2.5)

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

Относительная высота сжатой зоны: ξ=х/h0=22,65/150 =0,151.

Определяем значение граничной относительной высоты сжатой зоны по формуле (II.42[1]):

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

w =0,85 -0,008 Rb =0,85 тАУ 0,008∙1,1∙11,5=0,749σsc,u =400 МПа т.к. γb2>1;

σSR=Rs =365 МПа

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

Определение требуемой площади сечения поперечной арматуры

Требуемая площадь сечения продольной арматуры при симметричном армировании определяется по следующей формуле:

, (IV.38[1])

где, е тАУ расчётный эксцентриситет продольной силы, определяемый по формуле: е=е0 η +h/2 тАУ а = 37,78∙1,17 +40 тАУ 5=72,78 см

Т.к. Аs<0, то площадь арматуры назначаем по конструктивным соображениям Аs =0,002bh0 =0,002∙50∙150=15 см2. Принимаем 3d18A-III c As=7,63см2 по прил.VI.[1]; μ1=2∙7,63/(75∙50)= 0,004 для определения Ncrc ,было принято μ1=0,01 перерасчет не производим из-за небольшой разности в значениях μ1 и по причине конструктивного принятия сечения арматуры.

Расчёт из плоскости изгиба

За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы, т.е. в этом случае h = b = 500 мм. Расчётная длина надкрановой части из плоскости составляет l0= ψВ·H1= 0,8В·12,3 =9,84 м (табл. XIII.1[1]).

Расчёт сечения колонны в плоскости перпендикулярной плоскости изгиба не производим, т.л. гибкость из плоскости l0//iу= 9,84/14,43 =6,8< λ=l0/i=48,5, где

Вместе с этим смотрят:

Авангардизм як явище архiтектури ХХ столiття

Автоматическая автозаправочная станция на 250 заправок в сутки

Амурський мiст

Анализ деятельности строительного предприятия "Луна-Ра-строй"

Анализ проектных решений 20-ти квартирного жилого дома