Проектирование железобетонного каркаса промышленного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

1. Расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания

1.1 конструктивная и расчетная схема рамы здания

1.2 Определение нагрузок на раму

1.3 Статический расчет рамы

1.4 Составление таблицы расчетных усилий

2. Расчет и конструирование внецентренно - сжатых колонн

2.1 Колонны прямоугольного сечения

2.2 Двухветвевые колонны

3. Расчет и конструирование стропильной фермы

3.1 Определение нагрузок на ферму

3.2 Определение усилий в элементах фермы

3.3 Расчет нижнего пояса на прочность и на трещиностойкость

3.4 Расчет верхнего пояса и остальных элементов фермы на прочность

4. Обеспечение общей устойчивости здания

Список используемой литературы



1. Расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания

1.1 Конструктивная и расчетная схема рамы здания

Исходные данные: двухпролетное одноэтажное промышленное здание с мостовыми кранами грузоподъёмностью Q = 20 т. с поперечным пролетом здания L = 24.9 м., высотой H = 10.8 м., в каждом пролете по 2 крана, продольный шаг колонн b = 12 м., район строительства по ветру - II , по снегу - IV (г. Архангельск).

Конструктивная схема здания состоит из железобетонной сегментной фермы пролётом 24.9 м. с преднапряженным нижним растянутым поясом и колонн. Крайние колонны проектируются сплошными, прямоугольного сечения; средние назначаются сквозными двухветвевыми. Привязка крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 12 м. равна 250 мм. Подкрановая балка - преднапряжённая железобетонная, высотой 1.4 м.

Высота верхней части колонны от низа фермы до консоли Нв устанавливается в зависимости от габаритов мостового крана и высоты подкрановой балки:

Hв = hп.б .+ Hкр. + 0.2 м. = 1.4 + 2.4 + 0.2 = 4 м.

Высота нижней части крайней и средней колонн (от подкрановой консоли до обреза фундамента) равна:

Hн = H - Hв + 0.4 м. =10.8 - 4 + 0.4 = 7.2 м.

Расчетная длина крайней и средней колонн равна:

?o = Hобщ = Hн + Hв = 7.2 + 4 = 11.2 м.



Соединение фермы покрытия с колоннами выполняются на сварке закладных деталей и в расчетной схеме считается шарнирным; соединение колонн с фундаментами считается жестким.

На рис.1.1 представлена расчетная схема одноэтажного промышленного здания.

Рис. 1.1. Расчётная схема поперечной рамы пром. здания

1.2 Определение нагрузок на раму

а) Постоянная нагрузка

Подсчет нагрузок на 1м 2 покрытия сводим в таблицу:

Таблица 1.1

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка кН/м2
Ж/бетонные плиты покрытия	1.92	1.1	2.15
Обмазочная пароизоляция битумом	0.05	1.2	0.06
Утеплитель (керамзит) 0,1 х 400	0.40	1.2	0.48
Асфальтовая стяжка h = 2 см.	0.35	1.2	0.42
Рулонный ковер из 3-х слоев	0.15	1.2	0.18
Итого:	2.90		3.30

Расчётное опорное давление фермы:

- от веса покрытия при шаге рам 12 м.: 3.3 12 24.9 /2 = 493.02 кН

- от веса фермы при шаге рам 12 м.: 149/2 1.1 = 82 кН

- от веса фермы фонаря при шаге рам 12 м.: 25/2 1.1 = 14 кН

- от веса остекления и бортов фонаря при шаге рам 12 м.:

(12 0.4 3.35 + 20) 1.1 = 40 кН

Итого: = 629.02 кН

Расчётная продольная сила от покрытия:

- в крайней колонне Nп = 629.02 кН

- в средней колонне Nп = 2 629.02 = 1258.04 кН

Расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса стеновых панелей и заполнения оконных проёмов: Nст = (2.5 Ч 5.4 + 0.4 Ч 5.8)Ч12 Ч 1.1 = 208.82 кН.

б) Снеговая нагрузка

Вес снегового покрова по СП 20.13330.2011 для заданного IV-го района (г. Архангельск) составляет p0 = 2.4 кН/м 2.

При расчёте рамы принимаем вес снега как равномерно распределенную нагрузку, т.е. С = 1, тогда: pнс = с р0 = 1 Ч 2.4 = 2.4 кН/м2.

Расчётная снеговая нагрузка при f = 1.4: pс = f Ч pсн = 1.4 Ч 2.4 = 3.36 кН/м2.

Расчётная продольная сила от снега:

- на крайнюю колонну Nc = pc Ч 12 Ч 24.9/2 = 501.984 кН,

- на среднюю колонну Nc = pc Ч 12 Ч 24.9 = 1003.968 кН.

в) Нагрузка от мостовых кранов

Вес поднимаемого груза по заданию Q = 200 кН. Пролёт крана 24.9 - 1.5 = 23.4 м. По ГОСТу 3332 - 54 находим общий вес крана: Gк = 360 кН, вес тележки Gт = 85 кН, и нормативное максимальное давление одного колеса Рн max = 220 кН.

Расчётное максимальное давление одного колеса при = 1.2:

Рmax = Ч Pmaxн = 1.2 Ч 220 = 264 кН 

Расчётное минимальное давление одного колеса:

Рmin = Ч = 1.2 Ч 72 кН

Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо:

Определяем расчётную нагрузку на колонну от двух сближённых кранов. Расстояние между колёсами моста вдоль кранового пути К = 4.4 м., ширина моста В = 6.3 м., минимальное расстояние между колёсами двух сближённых кранов: 6.3 - 4.4 = 1.9 м.

Рис. 1.2 Схема загружения подкрановых балок для определения Dmax и Dmin

Определяем сумму координат линии влияния подкрановой балки под колёсами кранов: у = 0.63 + 1 + 0.84 + 0.48 = 2.95.

Максимальное давление на колонну от двух сближенных кранов с учётом веса подкрановой балки 107 кН и веса кранового рельса 0.90 кН/м будет равно: D max = Pmax Ч y + (107 + 0.9 Ч 12) Ч 1.1 = 264 Ч 2.95 + 129.58 = 908.38 кН.

Минимальное давление на колонну:

Dmin = Pmin Ч y + (107 + 0.9 Ч 12) Ч 1.1 = 72 Ч 2.95 + 129.58 = 341.98 кН.

Тормозное давление на колонну:

Т = Тпоп Ч у = 8.55 Ч 2.95 = 25.22 кH.

г) Ветровая нагрузка

Скоростной напор ветра по СП 20.13330.2011 для заданного II - го района (г. Архангельск) для части здания высотой до 10 м от поверхности земли qн01 = 0.3 кН/м2, то же высотой до 20 м.:

qн02 =

Аэродинамический коэффициент для наружных стен и наружных поверхностей остекления фонарей:

- с наветренной стороны С = + 0.8;

- с заветренной стороны С = - 0.6.

То же, для внутренних поверхностей остекления фонарей:

- с наветренной стороны С = - 0.5;

- с заветренной стороны С = - 0.6.

Расчётная ветровая нагрузка на 1 м2 поверхностей при = 1.2 будет равна:

q1 = c qн01 = 1.2 Ч 0.8 Ч 0.3 = 0.288 кН/м2,

q2 = c qн02 =1.2 Ч 0.8 Ч 0.34 = 0.3264 кН/м2,

q3 = c qн01 = - 1.2 Ч 0.6 Ч 0.3 = - 0.216 кН/м2,

q4 = c qн02 = - 1.2 Ч 0.6 Ч 0.34 = - 0.2448 кН/м 2,

q5 = c qн02 = - 1.2 Ч 0.6 Ч 0.34 = - 0.2448 кН/м 2 ,

q 6 = c qн02 = - 1.2 Ч 0.5 Ч 0.34 = - 0.204 кН/м 2.

Рис.1.3 Распределение ветровой нагрузки на здание.

Расчётная ветровая нагрузка на колонны поперечной рамы при шаге колонн 12 м. принимается: равномерно распределенной до отметки 10 м.:

qакт = q1 Ч 12 = 0.288 12 = 3.456 кН/м2,

qпас = q3 12 = - 0.216 12 = - 2.592 кН/м 2;

Ветровая нагрузка, действующая на здание выше верха колонн, принимается в виде сосредоточенной силы, приложенной на уровне верха колонн:

W = (q2 + q5 - q6 + q4) Ч Hфон Ч 12 + (q2 + q4) Ч Hфер Ч 12;

W = (0.3264 + 0.2448 - 0.204 + 0.2448)Ч 3.35 Ч 12 + (0.3264 + 0.2448)Ч 3.2 Ч 12

W = 26.85 кН

1.3 Статический расчёт рамы

Перед расчётом рамы предварительно назначим размеры сечения колонн и определим их жесткости.

Для крайней колонны принимаем сечение в надкрановой части bhв = 5060 см., в подкрановой части bhн = 5080 см. (рис.1.4 а). Для средней двухветвевой колонны в над крановой части назначаем из условия опирания на колонну двух ферм сечение bhв = 6060 см.; в подкрановой части - две ветви bhc = 6030 см.; а общая высота сечения (с учетом двух ветвей) hн = 140 см. (рис 1.4 б).

Рис. 1.4. Сечения крайней (а) и средней (б) колонн

Вычисляем моменты инерции сечений колонн:

1) надкрановая часть крайней колонны: Jв = b Ч h3в/12 = 50 Ч 603/12 = 90Ч104 см4,

2) подкрановая часть крайней колонны: Jн = b Ч h3н/12 = 50 Ч 803/12 = 213Ч104 см4,

3) надкрановая часть средней колонны: Jв = 60 Ч 603/12 = 108Ч104 см4,

4) подкрановая часть средней колонны: Jн = 2 Ч 60 Ч 30 552 = 1089Ч104 см4,

5) ветвь средней колонны: Jс = 13.5Ч104 см4.

Вычисляем относительные жёсткости колонн рамы:

- над крановая часть крайней колонны: JВ = 1.

- подкрановая часть крайней колонны: JН = 213Ч104/90Ч104 = 2.4;

- над крановая часть средней колонны: JВ = 108Ч104/90Ч104 = 1.2;

- подкрановая часть средней колонны: JН = 1089Ч104/90Ч104 = 12.4;

- ветвь средней колонны: JС = 13,5Ч104/90Ч104 = 0.15.

а) Единичное перемещение основной системы.

Расчёт рамы выполняется методом перемещений: r111 + r1p = 0, где неизвестным является 1 - горизонтальное перемещение верха колонн. Основная система содержит горизонтальную связь, препятствующую этому перемещению. Подвергаем основную систему единичному перемещению 1 = 1 (рис.5) и вычисляем реакции верхнего конца сплошной и двухветвевой колонн В.

Для сплошной крайней колонны:

= Hв/H = 4/11.2 = 0.36;

К = 3 Ч (Jн /Jв - 1) = 0.363 ((2,4/1) - 1) = 0.065;

В = 3 Ч Е Ч Jн/(Н3 Ч (1+К)) = 3 Ч 2,4 Ч Е/(11.23 Ч (1 + 0.065)) = 4.8Ч10-3 Е.

Рис. 1.5. Основная схема рамы по методу перемещений 

Для средней двухветвевой колонны при числе панелей n = 4:

= Hв/H = 4/11.2 = 0.36;

К = 3((Jн/Jв) - 1) = 0.363 Ч ((12,1/1,2) - 1) = 0.42;

К1 = (1 - )3 Ч Jн/(8 Ч n2 Ч Jс) = (1 - 0.36)3 Ч 12.4/(8 Ч 42 Ч 0.15) = 0.17;

В = 3 Ч Е Ч Jн/(Н3 Ч (1 + К + К1)) = 3 Ч 12.4 Ч Е /(11.23 Ч (1 + 0.46 + 0.17))

В = 16.24Ч10-3Е

Находим суммарную реакцию верха колонн:

r11 = В = (2 Ч 4.8 + 16.24) Ч 10-3 Е = 25.84Ч10-3 Е.

б) Загружение постоянной нагрузкой

Продольная сила от веса покрытия Nп = 629.02 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом в верхней части е01 = 0.25/2 = 0.125 м., и тем самым вызывает момент: М1 = Nп Ч е01 = 629.02 Ч 0.125 = 78.63 кНм.

В подкрановой части крайней колонны вследствие изменения высоты сечения эксцентриситет составит е02 = (0,8 - 0,6)/2 = 0,1 м., при этом продольная сила вызывает момент М2 = - Nп Ч е02 = - 629.02 Ч 0.1 = - 62.902 кНм. Вычисляем реакцию верхнего конца крайней левой колонны в основной системе:

В =

В =

Реакция правой колонны В = 4.79 кН. - равна по величине реакции левой колонны, но противоположна по знаку. Реакцию, направленную вправо, считаем положительной. Средняя колонна загружена центрально и для неё В = 0. Суммарная реакция связей в основной системе:

r1p = В = - 4.79 + 4.79 = 0.

Тогда из канонического уравнения r11 1 + r1p = 0 следует, 1 = 0.

Затем определяем упругую реакцию для левой колонны:

Вуп = В + 1 Ч В = - 4.79 кН.

Изгибающие моменты в сечениях левой колонны будут равны:

М0-0 = Nп Ч е01 = 629.02 Ч 0,125 = 78.63 кНм.,

М1-1 = М1 - Вуп Ч Нв = 78.63 - 4.79 Ч 4 = 59.47 кНм.,

М2-2 = М1 - Вуп Ч Нв - М2 = 78.63 - 4.79 Ч 4 - 62.902 = - 3.432 кНм.,

М3-3 = М1 - М2 - Вуп Ч Н = 78.63 - 62.902 - 4.79 Ч 11.2 = - 37.92 кНм.

Рис. 1.6. Эпюра М от нагрузки покрытия

Продольные силы крайней колоны:

- от веса надкрановой части Nв = 0.5 Ч 0.6 Ч 4 Ч 25 Ч 1.1 = 33 кН

N1-1 = N2-2 = Nп + N в = 629.02 + 33 = 662.02 кН

- от веса подкрановой части: Nн = 0.5 Ч 0.8 Ч 7.2 Ч 25 Ч 1.1 = 79.2 кН

- от веса стеновых панелей и остекления Nст = 208.8 кН, тогда 

N3-3 = N2-2 + Nн + Nст = 662.02 + 79.2 + 208.8 = 950 кН

Продольные силы средней колонны:

- от веса надкрановой части: Nв = 0.6 Ч 0.6 Ч 4 Ч 25 Ч 1.1 = 39.6 кН;

N1-1 = N2-2 = Nп + Nв = 1258.04 + 39.6 = 1297.64 кН;

- от веса подкрановой части:

Nн = 2 Ч 0.6 Ч 0.3 Ч 7.2 + (0.95 + 0.4 Ч 3) Ч 0.6 Ч 0.8 Ч 25 Ч 1.1 = 99.66 кН

N3-3 = N2-2 + Nн = 1297.64 + 99.66 = 1397.3 кН

в) Загружение снеговой нагрузкой

Продольная сила Nс = 501.984 кН на крайней колонне действует с таким же эксцентриситетом, как при постоянной нагрузке:

М1 = Nc Ч е01 = 501.984 Ч 0.125 = 62.75кНм;

М2 = - Nc Ч е02 = - 501.984 Ч 0.1 = - 50.2 кНм.

Поэтому изгибающие моменты в крайней колонне от снеговой нагрузки получим путем умножения соответствующих изгибающих моментов от постоянной нагрузки на коэффициент, равный отношению продольных сил, т.е. К = К = = 0.8

Мс 0-0 = Nc Ч е01 = М1 = 501.984 Ч 0.125 = 62.75 кНм;

Мс1-1 = Мпок1-1 Ч К = 58.99 Ч 0.8 = 47.192 кНм;

Мс2-2 = Мпок 2-2 Ч К = - 3.432 Ч 0.8 = - 2.75 кНм;

Мс3-3 = Мпок3-3 Ч К = - 37.92 Ч 0.8 = - 30.34 кНм. 

Продольная сила от снега для крайней колонны Nc = 501.984 кН, а для средней колонны Nc = 1003.968 кН.

Рис. 1.7. Эпюра М от снеговой нагрузки

г) Загружение крановой нагрузкой М max крайней колонны

На крайней колонне сила Dmax = 908.58 кН приложена с эксцентриситетом е1 = + 0.25 - hн/2 = 0.75 + 0.25 - 0.8/2 = 0.6 м.

Момент в консоли крайней колонны:

Мmax = Dmax Ч е1 = 908.58 Ч 0.6 = 545.148 кНм.

Реакция крайней левой колонны:

Одновременно на средней колонне действует сила Dmin = 341.98 кН с эксцентриситетом е0 = = 0.75 м. - при этом возникает момент:

Мmin = Dmin e0 = - 341.98 0,75 = - 256.485 кНм.



Реакция средней колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

r1p = B = - 59.67 + 18.80 = - 40.87 кН

С учётом пространственной работы каркаса при крановой нагрузке каноническое уравнение имеет вид: спр r11 1 + r1p = 0, где спр = 3.4 - при шаге рам 12 м.

Отсюда 1 =

Упругая реакция крайней левой колонны

Вуп = В + 1 В =

Изгибающие моменты в левой колонне:

М1-1 = Вуп Нв = - 57.44 4 = - 229.76 кНм;

М2-2 = М1-1 + Мmax = - 229.76 + 545.148 = 315.388 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ + Мmax = - 57.44 11.2 + 545.148 = - 98.18 кНм

Изгибающие моменты в средней колонне:

М1-1 = Вуп Нв = 26.35 4 = 105.4 кНм;

М2-2 = М1-1 - Мmin = 105.4 - 256.485 = - 151.085 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ - Мmin = 26.35 11.2 - 256.485 = 38.635 кНм.

Упругая реакция крайней правой колонны:

Вуп = 1 В =

Рис. 1.8. Эпюра от крановой нагрузки Мmax на крайней колонне

Изгибающие моменты в правой колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = 2.23 4 = 8.92 кНм.

М3-3 = Вуп Нобщ = 2.23 11.2 = 24.976 кНм.

д) Загружение крановой нагрузкой Мmax средней колонны

На средней колонне эксцентриситет продольной силы е1 = 0.75 м.

Момент в консоли средней колонны:

Мmax = - Dmax e1 = - 908.58 0.75 = - 681.435 кНм.

Реакция средней колонны:



Одновременно на левой колонне действует сила Dmin = 341.98 кН с эксцентриситетом е1 = 0,6 м. и тогда момент в консоли левой крайней колонны:

Мmin = Dmin е1 = 341.98 0.6 = 205.188 кНм.

Реакция левой колонны:

Суммарная реакция в основной системе:

r1p = B = 49.96 - 22.46 = 27.5 кН.

C учётом пространственной работы:

1 =

Упругая реакция крайней левой колонны:

Вуп = В + 1 В = кН.

Изгибающие моменты в крайней левой колонне:



М1-1 = Вуп Нв = - 23.96 4 = - 95.84 кНм.

М2-2 = М1-1 + Mmin = - 95.84 + 205.188 = 109.348 кНм.

М3-3 = Вуп Нобщ + Мmin = - 23.96 11.2 + 205.188 = - 63.164 кНм.

Упругая реакция средней колонны:

Вуп = В + 1 В =

Изгибающие моменты в средней колонне:

М1-1 = Вуп Нв = 44.88 4 = 179.52 кНм;

М2-2 = М1-1 - Мmax = 179.52 - 681.435 = - 501.915 кНм;

М3-3 = Вуп Н - Мmax = 44.88 11.2 - 681.435 = - 178.779 кНм.

Упругая реакция крайней правой колонны:

Вуп = 1 В = .

Изгибающие моменты в правой колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = - 1.5 4 = - 6 кНм;

М3-3 = Вуп Н = - 1.5 11.2 = - 16.8 кНм.

Продольная сила в колоннах будет равна Dmax или Dmin в зависимости, где тележка крана с грузом.



Рис. 1.9. Эпюра М от крановой нагрузки Мmax на средней колонне

е) Загружение тормозной силой Т крайней колонны.

Вычисляем реакцию крайней колонны:

В =

При этом r1p = B = - 32.26 кН, с учётом пространственной работы:

1 =

Упругая реакция крайней левой колонны:

Вуп = В + 1 В = - 32.21 + 4.8Ч10 -3 Е = - 30.45 кН.

Рис. 1.10. Эпюра М от крановой нагрузки Т на крайней колонне 

Изгибающие моменты в крайней левой колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = - 30.45 4 = - 121.8 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ + Т Нн = - 30.45 11.2 + 25.22 7.2 = - 159.456 кНм.

Упругая реакция средней колонны:

Вуп = 1 В = 16.24Ч10- 3 Е = 5.95 кН.

Изгибающие моменты в средней колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв= 5.95 4 = 23.8 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ = 5.95 Ч 11.2 = 66.64 кНм.

Упругая реакция крайней правой колонны:

Вуп = 1 В = 4.8Ч10- 3 Е = 1.76 кН.

Изгибающие моменты в крайней правой колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = 1.76 4 = 7.04 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ = 1.76 11.2 = 19.712 кНм

ж) Загружение тормозной силой Т средней колонны.

Находим реакции средней колонны:

В =



В =

При этом r1p = B = - 12.85 кН.

С учётом пространственной работы:

1 =

Упругая реакция средней колонны:

Вуп = В + 1 В = - 12.85 + 16.24Ч10-3 Е = - 10.47 кН.

Изгибающие моменты в средней колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = - 10.47 4 = - 41.88 кНм;

М3-3 = Вуп Нобщ + Т Нн = - 10.47 11.2 + 25.22 7.2 = 64.32 кНм.

Поперечная сила:

Q = T - Bуп = 25.22 - 10.47 = 14.75 кН.

Упругие реакции левой и правой колонн:

Вуп = 1 В = 4.8Ч10-3 Е = 0.7 кН.

Изгибающие моменты в левой и правой колоннах одинаковы:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = 0.7 4 = 2.8 кНм,

М3-3 = Вуп Нобщ = 0,7 11.2 = 7.84 кНм.



Рис. 1.11. Эпюра М от крановой нагрузки Т на средней колонне

з) Загружение ветровой нагрузкой.

При действии ветровой нагрузки qа = 3.456 кН/м слева реакция крайней левой колонны составит:

В =

В =

Реакция крайней правой колонны от нагрузки: qn = 2.592 кН/м.

В = - 19.42 = - 19.42 = - 14.565 кН.

Реакция связи от сосредоточенной силы W = 26.85 кН равна В = - 26.85 кН.

Суммарная реакция в основной системе:

r1p = - 19.42 - 14.565 - 26.85 = - 60.835 кН.

Из канонического уравнения r11 1 + r1p = 0 находим:

1 =



Упругая реакция левой колонны:

Вуп = В + 1 В = - 19.42 + 4.8Ч10- 3 Е = - 8.12 кН.

Изгибающие моменты в левой колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв + qа = - 8.12 4 + 3.456 42/2 = - 4.832 кНм.

М3-3 = Вуп Н + qа = - 8.12 11.2 + 3.456 11.22/2 = 125.816 кНм.

Упругая реакция средней колонны:

Вуп = 1 В = 16.24Ч10- 3 Е = 38.23 кН.

Изгибающие моменты в средней колонне:

М1-1 = М2-2 = Вуп Нв = 38.23 4 = 152.92 кНм.

М3-3 = Вуп Н = 38.23 11.2 = 432.176 кНм.

Упругая реакция правой колонны:

Вуп = В + 1 В = - 14.565 + 4.8Ч10- 3 Е = - 3.265 кН.

Изгибающие моменты в правой колонне:



М1-1 = М2-2 = Вуп Нв + qn = - 3.265 4 + 2.592 42/2 = 7.136 кНм.

М3-3 = Вуп Н + qn = - 3.265 11.2 + 2.592 11.22/2 = 126 кНм.

Рис.1.12 Эпюра М от ветровой нагрузки

1.4 Составление таблицы расчётных усилий

На основании выполненного расчёта составляется таблица усилий М, N, Q в 4-х сечениях по длине колонн: I-I - у верха колонны, II-II - непосредственно над крановой консолью, III-III - непосредственно под крановой консолью, IV-IV - у верха фундамента.

Усилиями в левой колонне от крановой нагрузки в правом пролёте ввиду малости пренебрегаем.

В каждом сечении колонны определим три комбинации усилий: Мmax и соответствующая N; Мmin и соответствующая N; Nmax и соответствующая М. Кроме того, для сечений двухветвенной колонны во всех комбинациях находим соответствующую силу Q.

При составлении таблицы расчётных усилий согласно СНиП 2.01.07 рассматриваются основные сочетания, включающие постоянные длительные нагрузки и одну из кратковременных нагрузок без снижения (снеговая, крановая или ветровая нагрузка). Кроме того, ещё рассматриваются основные сочетания, включающие постоянные, длительные и две и более кратковременные нагрузки; при этом усилия от кратковременных нагрузок умножаются на коэффициент сочетаний nc = 0,9



2. Расчёт и конструирование внецентренно - сжатых колонн

2.1 Колонны прямоугольного сечения

а) Надкрановая часть крайней колонны (сечение I-I)

Колонна из тяжелого бетона В15 (Rв = 8.5 МПа, Rвt = 0.9 МПа, Ев = 23000 МПа), продольная арматура из стали класса А400 (Rs = Rsc = 355 МПа, Еs = 2 105 МПа), хомуты из стали класса А240 Rsw = 170 МПа, в сечение размерами bh = 5060 см., величины а = а/ = 4 см., полезная высота сечения h0 = h - a = 60 - 4 = 56 см.

В сечении I - I действует три комбинации расчётных усилий:

М(кНм)	97.59	- 263.36	106.66
N(кН)	1164	662.02	1164

- усилия от длительно действующей нагрузки Мдл = 59.47 кНм, Nдл = 662.02 кН.

Из анализа расчетных усилий можно заранее видеть, что площадь арматуры будет зависеть от 2-ой комбинации усилий.

Расчётная длина надкрановой части колонны ?0 = 2 Hв = 2 4 = 8 м., радиус инерции =см. При ?0/ = 800/17.35 = 46.11 14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы - это делается путем умножения начального эксцентриситета е0 на коэффициент 1.

Вторая комбинация усилий даёт эксцентриситет:

е0 = 0.4 м.

Значение коэффициента определяется по формуле: 

= ,

где условная критическая сила определяется по формуле:

Ncr =

Ncr = = 5681 кН,

где J = = 9Ч105 см4;

е = 1.53;

= 59.47 + 662.02 Ч (0.30 - 0.04) = 231.6 кНм.

= 263.36 + 662.02 Ч (0.30 - 0.04) = 435.49 кНм.

е= ;

Js = b h0 (h/2 - a)2

Js = 8.7 0.005 50 56 (60/2 - 4)2 = 8.23Ч104 см4.

= Еs/Eв = 2Ч105/(2.3Ч104) = 8.7, задаём = = 0.005.

Вычисляем коэффициент :

= 1.14

Находим эксцентриситет относительно центра тяжести растянутой арматуры с учётом прогиба:

е = е0 + 0.5 h - a = 0.4 1.14 + 0.5 0.6 - 0.04 = 0.716 м.

Определяем граничное значение относительной высоты сжатого бетона:

R = ,

где = 0.85 - 0.008 гb2 Rв; гb2 = 1.1; Rв = 8.5

= 0.85 - 0.008 1.1 8.5 = 0.78; Rs = 355 МПа,

R = 0.62

По табл. III.1 /3/ при = R = 0.61 находим А0 = АR = 0.428.

Далее определяем площадь сжатой арматуры:

0

Сечение арматуры назначаем по конструктивным соображениям:

= 0.002 b h0 = 0.002 50 56 = 5.6 см2.

Принимаем 316 А400 ( = 6.03 см2).

Уточняем значение А0 при принятом сечении :

А0 = 0.25

По табл.III.1 /3/ при А0 = 0.25 = 0.29.

Определяем площадь растянутой арматуры:

Аs =

As = 8.69 см2.

Принимаем 320 А400 (А?S = 9.41 см2).

Определяем необходимость расчёта надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба.

Расчётная длина ?0 = 1.5 Hв = 1.5 4 = 6 м;

i = b2/12 = 502/12 = 14.4 см.

Так как ?0/i = 600/14.4 = 41.7 ?р/I = 50.72, то расчёт из плоскости изгиба проводить не нужно.

Окончательно принимаем с наружной стороны сечения надкрановой части колонны - 316 А400 (А?S = 6.03 см2), а с внутренней - 320 А400 (А?S = 9.41 СМ2).

Определяем коэффициент армирования:

= АS + A?S/(b h) = 9.41 + 6.03/(50 60) = 0.005,

что не отличается от предварительно взятого, поэтому принятое сечение арматуры можно оставить без изменения. Поскольку расстояние между осями стержней не должно быть более 40 см., то вдоль больших граней сечения ставим конструктивно по стержню 16.

Рис. 2.1. Сечение надкрановой части крайней левой колонны 

б) Подкрановая часть крайней колонны.

Сечение размерами 5080 см., h0 = h - a = 80 - 4 = 76 м. Из табл. 2 видно, что опасным будет сечение 3 - 3, в котором действует три комбинации расчётных усилий:

М(кНм)	87.896	- 410.5	- 297.09
N(кН)	950	2124.51	2360.564

Усилия от длительного действующей нагрузки Мдл = - 37.92 кНм, Nдл = 950 кН. Из анализа расчётных усилий можно заранее предвидеть, что площадь арматуры будет зависеть только от 2-ой комбинации усилий.

Расчётная длина подкрановой части колонн:

?0 = 1.5 НH = 1.5 7.2 = 10.8 м.,

радиус инерции: i = h2/12 = 23.1 см.

При ?0/i =1080/23.1 = 46.75 14, необходим учёт прогиба.

Вторая комбинация усилий даёт эксцентриситет:

е0 = = 0.19 м.

Определяем условно критическую силу:

Ncr =

Ncr = = 11596 кН,

где J = = 21.3Ч105 см4;

е = 1.32;

= 37.92 + 950 Ч (0.4 - 0.04) = 379.92 кНм.

= 410.5 + 2124.51 Ч (0.4 - 0.04) = 1175.32 кНм.

е= 0.24;

Js = b h0 (h/2 - a)2

Js = 8.7 0.005 50 76 (80/2 - 4)2 = 2.14Ч105 см4.

= Еs/Eв = 2Ч105/(2.3Ч104) = 8.7, задаём = = 0.005.

Определяем коэффициент :

= 1.22

Находим эксцентриситет е с учётом прогиба:

е = е0 + 0.5 h - a = 0.19 1.22 + 0.5 0.8 - 0.04 = 0.59 м.,

Определяем R :

R = ,

где = 0.85 - 0.008 гb2 Rв; гb2 = 1.1; Rв = 8.5

= 0.85 - 0.008 1.1 8.5 = 0.78; Rs = 355 МПа,

R = 0.62

По табл.III.1/3/ при = R = 0.62 находим А0 = АR = 0.428.

Затем определяем площадь сжатой арматуры:



= 3.82

Принимаем 216 А400 (А?s = 4.02 см2).

Уточняем значение А0 при принятом сечении А?s:

А0 = 0.42

По табл. III.I при А0 = 0.42 определяем = 0.6.

Находим площадь растянутой арматуры:

Аs =

As = 4.23

принимаем 218 А400 (Аs = 5.09 см2).

Расчётная длина подкрановой части из плоскости изгиба:

?0 = 0.8 Нн = 0.8 7.2 = 5.76 м., i = b2/12 = 502/12 = 14.4 см.

Так как ?0/i = 576/14.4 = 40 ?0/i = 55.34 расчёт из плоскости изгиба проводить не нужно.

Окончательно принимаем с внутренней стороны сечения подкрановой части крайней колонны 2 18 А400 (Аs = 5.09 см2) и с внешней 2 16 А400 (А?s = 4.02 см2).

Определим коэффициент армирования:

= AS + А?s/(b Ч h)=(5.09 + 4.02)/(50 80) = 0.002.



Рис. 2.2 Сечение подкрановой части крайней левой колонны

2.2 Двухветвевые колонны

а) Надкрановая часть.

Колонна из тяжелого бетона класса В15, Rв = 8.5 МПа, Е = 23000 МПа, продольная арматура из стали класса А400 Rs = Rsc = 355 МПа.

Сечение 1-1. Сечение с размерами bh = 6060 см., h0 = 56 см.

В этом сечении действует три комбинации расчётных усилий:

М(кНм)	336.89	- 152.92	0
N(кН)	2301.61	1297.64	2301.61

Усилия от длительно действующей нагрузки: Мдл = 0; Nдл = 1297.64 кН.

Сечение рассчитывается, как прямоугольное с симметричной арматурой, так как колонна испытывает действие разных по знаку, но равных по величине изгибающих моментов. Ниже приведем расчет сечения по первой комбинации.

Расчётная длина надкрановой части колонны ?0 = 2 Hв = 2 4 = 8 м., i = h2/12 = 602/12 = 17.32 см., так как ?0/i = 800/17.32 = 46.2 14, то необходимо учесть влияния прогиба на величину эксцентриситета.

Первая комбинация усилий даёт эксцентриситет:

е0 = 0.146 м.

Определяем условную критическую силу:

Ncr =

Ncr = = 12863.9 кН,

где J = = 10.8Ч105 см4;

е = 1, так как Мдл = 0;

е= 0.24;

Js = b h0 (h/2 - a)2

Js = 8.7 0.005 60 56 (60/2 - 4)2 = 10.57Ч104 см4.

= Еs/Eв = 2Ч105/(2.3Ч104) = 8.7, задаём = = 0.005.

Вычисяем = = 1.22.

Находим эксцентриситет е с учётом прогиба:

е = е0 + 0.5 h - a = 0.146 1.22 + 0.5 0.6 - 0.04 = 0.44 м.,

Для бетона класса В15 и арматуры класса А400 R = 0.611.

Определяем относительную высоту сжатой зоны при 1-ом случае внецентренного сжатия и при симметричном армировании:



= = 0.73 R = 0.611.

Находим необходимое сечение симметричной арматуры:

AS = A?S = = 10.23 см2.

Принимаем 322 A400 (А = 11.4 см2) и 322 A400 (А?S = 11.4 см2)

= (АS + A?S)/(b Ч h) = 2 Ч 11.4/(60 Ч 60) = 0.006.

Рис.2.3. Сечение надкрановой части средней колонны

б) Подкрановая часть

Сечение колонны состоит из 2-х ветвей: высота всего сечения hн = 140 см., расстояние между осями ветвей с = 110 см., шаг распорок S = Нн/4, S = 7.2/4 = 1.8 м. Сечение ветви bh = 6030 см., h0 = 27 cм. Подбор арматуры производим по наибольшим расчётным усилиям в сечении 3 - 3: 

М (кНм)	+ 483.71	- 607.75	- 218.25
N (кН)	+ 2743.25	+ 3309.85	+ 3309.85
Q (кН)	+ 63.48	- 88.07	+ 59.63

Усилия от длительно действующей нагрузки Мдл = 0, Nдл = 1397.3 кН.

Расчётная длина подкрановой части колонны: ?0 = 1.5 Ч HH

?0 = 1.5 Ч 7.2 =10.8 м.

Приведённый радиус инерции сечения двухветвенной колонны в плоскости изгиба:

i2red = = 859 см2.

Отсюда: ired = 859 = 29.3 см.

При ?0/ired = 10.8/0.293 = 36.86 > 14 необходимо учесть влияние прогиба.

Из анализа расчётных усилий видно, что решающей комбинацией будет вторая, которая даёт эксцентриситет:

е0 = 0.184 м.

Определяем условную критическую силу:

Ncr =

Ncr = = 18419.78 кН,

где J = = 111.7Ч105 см4;

е = 1, так как Мдл = 0;

е= 0.13;

Js = 2 b h (с/2)2

Js = 2 8.7 0.015 60 30 (110/2)2 = 15.3Ч105 см4.

= Еs/Eв = 2Ч105/(2.3Ч104) = 8.7, задаём = 0.015 для одной ветви.

Вычислим = = 1.22.

Находим усилия в ветвях колонны:

Nв = = 1654.93 ± 674.05 кН.

Nв1 = 2328.98 кН; Nв2 = 980,88 кН.

Изгибающий момент (местного изгиба) ветвей колонны определяем по формуле:

MB = Q Ч S/4 = 88.07 Ч 1.8/4 = 39.63 кНм,

е0 = МВ/NB1 = 39.63/2328.98 = 0.017 м. = 1.7 см.,

е = е0 + 0.5 Ч h - a = 1.7 + 0.5 Ч 30 - 4 = 12.7 см.

Ветви колонны испытывает действие разных по знаку, но равных по величине изгибающих моментов, поэтому подбираем симметричную арматуру:

= = 1.6 R,

принимаем = 1; А0 = Ч (1 - 0,5 Ч ) = 1 Ч (1 - 0,5 Ч 1) = 0.5;



А?S = AS = = 13.22 см2

Принимаем: 225 А400 (А?S = 9.82 см2) + 122 А400 (АS = 3.801 СМ2): AS = 13.621.

Коэффициент армирования одной ветви:

= А s + А?s/(b Ч h) = 9.82 + 3.801/(60 Ч 30) = 0.008

в) Расчёт промежуточной распорки.

Изгибающий момент распорки равен сумме моментов 2-х ветвей, примыкающих к рамному узлу снизу и сверху и поэтому:

Мр = Q S/2 = 63.48 1.8/2 = 57.13 кНм, (Q взята из 1 комбинации).

Сечение распорки прямоугольное bЧh = 60Ч40 см., h0 = 36 см.

Так как эпюра моментов, двухзначная, сечение армируется двойной симметричной арматурой:

As = А?s = M p/(Rs Ч (h0 - a')) = 57130/(365 Ч (36 - 4)) = 4.89 см2.

Принимаем 218 A400 (As = 5.09 см2 ):

Поперечная сила в распорке: Qp = 2 Ч Mp/c = 2 Ч 57.13/1.1 = 103.87 кН.

Проверяем условие Q в3 Ч Rвt Ч b Ч h0;

103.87 кН 0.6 Ч 0.75 Ч 60 Ч 36 = 97 кН.

Необходим расчёт поперечной арматуры. Из конструктивных соображений устанавливаем хомуты 8 A240 с шагом 15 см. (n = 2).

qsw = Rsw Ч Asw Ч n/S = 175 Ч 0.503 Ч 2/15 = 1173.67 Н/см,

Qsw = 2в2 Ч Rbt Ч b Ч h20 Ч qsw = 22,0 Ч 0,9 Ч 60 Ч 362 Ч 1173.67 = 233900 H,

2339000 H 103870 H, т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.



3. Расчёт и конструирование стропильной фермы

3.1 Определение нагрузок на ферму

Требуется рассчитать преднапряжённую ферму пролётом 24.9 м. при шаге ферм 12 м. Геометрическая схема приведена на рис. 16. Расчетный пролёт фермы: ?0 = 24.9 - 2 0.15 = 24.6 м. Высота фермы: hф = 1/8 ?.

Расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) назначаем 3 м., что исключает местный изгиб верхнего пояса. Элементы фермы выполняются прямоугольного сечения. Все нагрузки на ферму прикладываются в виде сосредоточенных сил в местах опирания продольных ребер панелей покрытия. Собственный вес фермы для упрощения расчёта учитывается в виде сосредоточенных сил, прикладываемых к узлам верхнего пояса.

Рис. 16 Геометрическая схема фермы

Табл. 3 Подсчёт нагрузок на ферму начинаем с определения нагрузки на 1 м2 покрытия в табличной форме

Вид нагрузки	Норматив нагрузка, кН/м2	Коэфф -т надёжности по нагрузке.	Расчётная нагрузка, кН/м2
1.Рулонный ковёр из 3-х слоёв рубероида 2.Асфальтовая стяжка h = 2 см 3.Утеплитель (керамзит)	0.15 0.35 0.50	1.2 1.2 1.2	0.18 0.42 0.60
4.Обмазочная пароизоляция из битума 5.Собственный вес ж/б плит покрытия 6.Собственный вес ж/б фермы	0.05 1.92 0.47	1.2 1.1 1.1	0.06 2.15 0.52
Итого	3.50	--	3.90

Расчётная нагрузка на узлы верхнего пояса от равномерно-распределенной постоянной нагрузки:

- Р1 = 3.9 3.15 12 = 147.42 кН;

- Р2 = 3.9 4.5 12 = 211 кН;

- Р3 = 3.9 6 12 = 280 кН.

Дополнительная сосредоточенная расчётная нагрузка от веса бортовой плиты фонаря и самого фонаря: Р2 = 40 кН и Р3 = 15 кН.

Окончательно расчётная узловая постоянная нагрузка на ферму:

Р1 = 147.42 кН; Р2 = 251 кН; Р3 = 295 кН.

Затем определим снеговую нагрузку. Варианты загружения снеговой нагрузкой приведены на рис.17.

Для заданного IV-го района строительства (г. Архангельск) равномерно распределенная нормативная нагрузка рнс = 2.4 кПа, а расчётная нагрузка Рс = 2.4 1.4 = 3.36 кПа.

Кроме того, учитывается “с” - коэффициент перехода от веса

Рис. 17 Вариант снеговой нагрузки

Кроме того, учитывается с - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, принимаемой в зависимости от профиля покрытия.

При загружении по 1-му варианту расчётная сосредоточенная узловая нагрузка состоит:

- Р1 = рс с а b = 3.36 1.2 3 12 = 145.15 кН;

- Р2 = 3.36 (1.2 1.5 + 0.8 3) 12 = 169.34 кН;

- Р3 = 3.36 0.8 12 6 = 193.54 кН;

При загружении по 2-му варианту расчётная сосредоточенная узловая нагрузка на ферму составит:

- Р1 = 3.36 (1 + 2.5) 1.5 12 = 211.68 кН;

- Р2 = 3.36 2.5 1.5 12 = 151.2 кН;

- Р3 = 0.

3.2 Определение усилий в элементах фермы

Усилия в элементах фермы определяем по расчетной программе «Лира». Строятся три диаграммы: 1) от постоянной нагрузки; 2) от 1-го варианта снеговой нагрузки; 3) от 2-го варианта снеговой нагрузки.

Затем составляется сводная таблица усилий, определяются наибольшие возможные усилия в элементах фермы от расчётных нагрузок.

Усилия от нормативных нагрузок можно получить делением расчётных усилий на осредненный коэффициент надёжности по нагрузке ср = 1.2. В нижеприведенной таблице приводятся значения усилий в элементах фермы от постоянной и временной нагрузок.

Табл. 4 Усилия в элементах фермы

Наименование элемента фермы	Усилия (в кН) от расчетных нагрузок
	Постоянная нагрузка	I вар снеговой нагрузки	II вар снеговой нагрузки	Максимал. усилия
Верхний пояс 14 15 16 17	-1150 -1118 -1074 -1054	-550 -505 -485 -465	-485 -381 -366 -268	-1700 -1623 -1559 -1519
Нижний пояс 1 2	+1017 +979	+486 +436	+429 +285	+1449 +1415
Стойки 5 6	-92 -148	-34 -56	-41 +37	-133 -204
Раскосы 8 9 10	+39 +104 +104	-12 +56 +40	-78 +105 -26	+27 +209 +144

3.3 Расчёт нижнего пояса на прочность и на трещиностойкость

Стропильная ферма проектируется из бетона класса В40, (Rв = 22 Мпа, Rвtn = 2.1 МПа) с напрягаемой арматурой нижнего пояса из стержней класса А500 (Rs = 435 МПа). Все остальные элементы армируются стержнями класса А400 (Rs = 355 МПа). Натяжение арматуры на упоры.

Все элементы фермы рассчитываются на прочность, а напрягаемый нижний пояс и первый раскос, кроме того, ещё рассчитывают на раскрытие трещин. В целях унификации размеров ширина сечения всех элементов фермы одна и та же - 30 см., а высота сечения разная.

По наибольшему расчётному усилию в нижнем поясе (элемент) находим требуемую площадь сечения рабочей напрягаемой арматуры:

Аsp = N/Rs = 1449000 Ч H/510 Ч 100 = 28.41 см2

Принимаем: 432 A500 (Asp = 32.17 см2)

Вычисляем: = Asp Ч 100/(b Ч h) = 32.17 Ч 100/(30 Ч 26) = 4.1.



Рис. 18. Армирование нижнего пояса

Далее выполняем расчёт нижнего пояса фермы по образованию трещин - для выявления необходимости расчёта его на раскрытие трещин. Расчёт ведется от нормативных нагрузок - максимальное нормативное усилие в элементе:

Nн = N/ср = 1449/1.2 = 1207.5 кН.

Величину предельного напряжения в стержневой арматуре принимаем sp = 560 Мпа. Приведённое сечение бетона:

Аred = A + Asp = 30 Ч 26 + 5.27 Ч 32.17 = 949.5 см2;

= Es/Eb = 1.9Ч105/3.6Ч104 = 5.27.

Находим первые потери, происходящие:

а) от релаксации напряжений в арматуре: 1 = 0.1 Ч sp - 20 = 0.1 Ч 560 - 20 = 36 МПа;

б) от температурного перепада при t о = 650 С: 2 = 1.25 Ч t = 1.25 Ч 65 = 81.25 МПа;

в) от деформации анкеров - при натяжение арматуры до бетонирования на жесткие упоры стенда 3 = 0.

Усилие обжатия бетона: при учёте потерь преднапряжения 1, 2, и коэффициенте точности натяжения арматуры sр = 1 составит:

P0 = sp Ч Asp Ч (sp - 1 - 2) = 1 Ч 32.17 Ч (560 - 36 - 81.25) = 1424.3 кН.

Напряжение обжатия бетона sp = P0/Ared = 1424.3 /949.5 = 15 МПа.

Далее определяем потери от деформации бетона при быстронатекающей ползучести при bp/Rbp = 15/28 = 0.53 0.8.

По формуле: 6 = 40 Ч 0.85 Ч вp/Rвp = 40 Ч 0.85 Ч 0.53 = 18 МПа.

Таким образом, первые потери составят: тlos1 = 1 + 2 + 6 = 36 + 81.25 + 18 = 135.25 МПа.

Затем находим вторые потери предварительного напряжения арматуры los2 происходящие:

а) от усадки бетона 8 = 40 МПа;

б) от ползучести бетона при вp/Rbp = 0.53 0.75, 9 = 150 Ч Ч вp/Rвp 9 =150 Ч 0.85 Ч 0.53 = 67.5 МПа.

Итак, вторые потери составляют: los2 = 8 + 9 = 40 + 67.5 = 107.5 МПа, а суммарные (полные) потери составят: los = los1 + los2 = 135.25 + 107.5 = 242.75 МПа.

Находим усилия, воспринимаемое сечением, нормальным к продольной оси элемента, при образовании трещин:

Ncrc = Rbt,ser A + (sr Ч sp + 2 Ч Ч Rbt,ser) Ч Asp

Ncrc = 2.1 Ч 30 Ч 26 Ч (100) + (0.9 Ч 317.25 + 2 Ч 5.27 Ч 2.1) Ч 32.17 = 1153.6 кН,

где sp = sp - los = 560 - 242.75 = 317.25 МПа.

Так как Nн = 1253 кН Ncrc = 1153.6 кН, то необходим расчёт нижнего пояса фермы по раскрытию трещин.

Поскольку ферма относиться к конструкциям III категории трещиностойкости, то для неё должен быть произведён расчёт по кратковременному раскрытию трещин (при действии полной нагрузки) и по длительному раскрытию трещин (при действии только длительных нагрузок).

Ширина раскрытия трещин в обоих случаях определяется по формуле: аcrc = 20 Ч (3.5 - 100 Ч ) Ч Ч е Ч Ч

Вначале выполним расчёт по длительному раскрытию трещин.

Напряжения в напрягаемой арматуре нижнего пояса при воздействии длительной нагрузки: s = (Nндл - P0)/Asp

s = (1017000H/1.1 - 10004H)/32.17 = 7.4 МПа,

где Р0 = (sp - loc) Ч Asp = (560 - 242.7) 32.17 = 1004 кН.

Ширина длительного раскрытия трещин:

аcrc3 = 20 Ч (3.5 - 100 Ч ) Ч Ч е Ч Ч

аcrc3 = 20 Ч (3.5 - 100 Ч 0.02) Ч 1.2 Ч 1.5 Ч 1 Ч

где = 1.2 - для растянутых элементов;

е = 1.5 - при длительном действии;

= 1.0 - для стержней периодического профиля, принимаем при фак > 0.02, так как фак =

Затем выполняем расчёт по кратковременному раскрытию трещин. Найдём приращение напряжения от кратковременного увеличения нагрузки от длительно действующей до её полной величины:

s = МПа

Соответствующее приращение ширины раскрытия трещин при = 1.2; е = 1;

= 1: acrc = 20 Ч (3.5 - 100 Ч ) Ч ) Ч Ч е Ч Ч

acrc = 20 Ч (3.5 - 100 Ч 0,02) Ч 1.2 Ч 1 Ч 1 Ч 77.5/(1.9Ч105) Ч = 0.046 мм.

Ширина кратковременного раскрытия трещин при совместном действии всех нагрузок:

аcrc = acrc + acrc3 = 0.046 + 0.004 = 0.05 мм. < [acrc] = 0.4 мм

3.4 Расчёт верхнего пояса и остальных элементов фермы на прочность

Расчёт верхнего пояса по наибольшему усилию в панели (14) - N = 1700 кН. Принимаем сечение верхнего пояса 3036 см., арматура класса А400 (Rsс = 355 МПа). Свободную (расчётную) длину верхнего пояса из плоскости фермы принимаем равной расстоянию между крайней и средней стойками фонаря, умноженному на 0.8:

?o = 0.8 Ч ? = 0.8 Ч 6 = 4.8 м.; ?0/h = 4.8/0.30 = 16.



Так как нагрузка от плит покрытия передаётся непосредственно в узлы фермы, то верхний пояс рассчитывается на внецентренное сжатие с учётом только случайного эксцентриситета. Принимаем есл0 = 1 см., что больше 1/30 Ч h и 1/600 Ч ?o.

В соответствии с нормами при есл0 = 1 см. и симметричном армировании расчёт внецентренно сжатых элементов допускается производить по формуле центрального сжатия:

N Ч Ч (Rв Ч Ав + Rsc Ч As),

где = 1 при h > 20 см., = в + 2 Ч (2 - в) Ч ,

где 2, в берутся по табл.IV.I. /3/ в зависимости от Nдл/N, ?0/h, = Rsc Ч As/Rв Ч Ав

Принимаем предварительно процент армирования сечения = 3.5, получим требуемую площадь арматуры:

As = Ч Aв = 0.035 Ч 30 Ч 26 = 27.3 см2.

По сортаменту принимаем 625 А400 с Аs = 29.45 см2, тогда = 355 Ч 29.45/(22 Ч 780) = 0.626.

Рис. 19. Армирование верхнего пояса

При Nдл/N = 1054/(1519) = 0.69 и ?0/h = 480/30 = 16.

По табл. IV.I принимаем в = 0.77; r = 0.83,

тогда = в + 2 Ч (r - в) Ч = 0.77 + 2 Ч (0.83 - 0.77) Ч 0.626 = 0.84.

Проверяем несущую способность принятого сечения:

Ncer = Ч Ч Rв Ч Ав + Rsc Ч As

Ncer = 0.84 Ч 1 Ч 22 Ч 780 + 365 Ч 29.45 = 2428.3 кН > 1519 кН, т.е. несущая способность сечения обеспечена.

Аналогично ведется расчёт верхнего пояса из плоскости фермы, только в этом случае h = 26 см. и ?0 = 0.9 Ч ? = 0.9 Ч 300 = 270 см. Хомуты принимаем 10A240 с шагом S = 25 см.

Расчёт первого раскоса (9).

Раскос растянут, усилие N = 209 кН. Сечение раскоса 30Ч12 см. Арматура А400 (Rs = 355 МПа).

Требуемая площадь рабочей арматуры: Аs = N/Rs

As = 209000/365 Ч (100) = 5.72 см2.

Принимаем 414 А400 с Аs = 6.16 см2.

Затем проверяется ширину длительного и кратковременного раскрытия трещин для этого раскоса аналогично, как для нижнего пояса фермы.

В остальных элементах фермы (первая и вторая стойка, первый и третий раскосы) усилия невелики и в целях упрощения эти элементы не рассчитываем. Сечение их принимаем размерами bЧh = 30Ч12 см. и армируем их конструктивно по 2Ш18 А400 (Аs = 5.09см 2).

Рис. 20 

4. Обеспечение общей устойчивости здания

Для обеспечения общей устойчивости здания предназначаются связи, которые объединяют элементы каркаса в пространственную систему, способную воспринять нагрузку, действующую на здание в любом направлении.

Второе назначение связей - обеспечивать устойчивость сжатых элементов: верхних поясов ферм, колонн и др.

Связи раскрепляют сжатые элементы в промежуточных точках, уменьшая при этом расчётные длины элементов. Различают следующие виды связей: горизонтальные связи по верхнему поясу ферм, горизонтальные по нижнему поясу ферм, вертикальные связи между фермами и колоннами.

а) Горизонтальные связи по верхнему поясу ферм ставят для обеспечения устойчивости сжатого пояса ферм.

При наличии фонарей расчётная длина сжатого пояса фермы из плоскости равна ширине фонаря.

Для уменьшения расчётной длины по оси ставят ж/б распорки или стальные тяжи. Кроме того, если фонарь доходит до торцов температурного блока, то в крайних пролётах температурного блока ставят горизонтальные связевые фермы из стальных уголков по верхнему поясу ферм. Устойчивость сжатых поясов ферм из своей плоскости за пределами фонаря обеспечивается плитами покрытия, прикрепленными сваркой закладными деталей к верхним поясам ферм.



б) Горизонтальные связи по нижнему поясу ферм - в виде горизонтальной связевой фермы из стальных уголков с крестовой решеткой ставят по торцам температурного блока для уменьшения расчётного пролёта торцевой стены здания

Ветровая нагрузка, действующая на торец здания, вызывает изгиб торцевой стены. В этом случае горизонтальная связевая форма является дополнительной опорой для торцевой стены. Опорное давление горизонтальной связевой фермы передается через вертикальные связи на все колонны температурного блока и дальше на фундаменты и грунты основания.

в) Вертикальные связи предназначаются для создания продольной жесткости каркаса и закрепления колонн из плоскости поперечных рам, а также для восприятия сил продольного торможения и давления ветра на торцы здания.

Вертикальные связевые фермы из стальных уголков устанавливают в крайних пролётах температурного блока между фермами, а по верху колонн в продольном направлении здания ставят ещё ж/б или стальные распорки. Кроме того, в каждом продольном ряду в середине температурного блока ставят вертикальные связи между колоннами.



В большинстве случаев трудно предугадать величины усилий, которые будут восприниматься связями. Поэтому сечения элементов связей подбирают по предельной гибкости = 400. Для элементов, о которых заранее известно, что они будут испытывать сжатие, рекомендуется предельная гибкость = 200



Список используемой литературы

1. СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции» - М., 2012г.;

2. СП 20.13330.2011 « Нагрузки и воздействия» - М., 2011 г.;

3. ГОСТ 3332 - 54 «Краны мостовые электрические общего назначения» - М., Издательство стандартов, 1974 г.;

4. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. «Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов» - М., Стройиздат, 1991 г.;

5. Методические указания к выполнению курсового проекта/ Составил Климушин П. И. - Саратов, 1993 г.

Размещено на Allbest.ru