Главная Учебники - Разные Лекции (разные) - часть 61
Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия (СибАДИ) Кафедра "Строительные конструкции" Пояснительная записка к курсовому проекту: Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания Омск-2010 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: 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 < 20 тс; 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: к< 250 мм при В = 6 м; При ("привязка" + 750 + к)=0+750+250=1000мм < hн=1200мм , значит (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
F
п
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, гдеWо – 0,3 кН/м2
k - табл. 6(СНиП 2.01.07-85)
Фактическая ветровая эпюра приводится к эквивалентной по моменту в защемлении с ординатой 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
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 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 NI
= 0 NII
=Dmax
=287 кН NI
= 0 NII
=Dmin
=59,6 кН Крановая горизонтальная ТА, ТБ K3=0,775 [3, тб.16.3] NI
= 0 NII
=0 NI
= 0 NII
=0 Ветровая (слева) K7=0,363 [3, тб.16.7] NI
= 0 NII
=0 NI
= 0 NII
=0 Бетон В25
γв2
= 1,1 (табл. 15 [1]) Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 [1] с учетом γв2
) Eв =27,0*103
МПа (табл. 18 [1]) Арматура А-
III
(Ø10 ÷ 40)
Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1]) Es =200*103
МПа (табл. 29 [1]) 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) Если λ=lo/I=925/11,56=80 >14, то учитываем выгиб колонны Определение зависимости "
Ncr
–
As
"
если где Eв = МПа ·100 = Н/см2
; As иA’s – см2
; lo, ho, a’ – см ; J – см4
; Ncr – H ; После преобразования формулы Ncr , получаем Таблица 1 0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11 0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11 1)АSmin
= А’Smin
=μmin
вк
ho
=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 Вычисления по сочетанию Ncr (табл. 1) Astot = AS1
+ A’S1
=4,02+4,02=8,04см2
Ncr=29321,3,(25,85+ 8,04)=993699 Н Проверка прочности по другому, сочетанию, армирование
А
S
=
A
’
S
=4,02см2
(табл. 2)
Таблица 3 x = ξho
(см) 5385600<11114956 Прочность обеспечена Подкрановая часть
λ=lo
/i=2707,5/34,68=78 >14, то учитываем выгиб колонны. 1)АSmin
= А’Smin
=μmin
вк
ho
=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 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 Конструктивный расчет подкрановой части (армирование несимметричное)
Таблица 5 Принимаем 2Ø28, с Аs
=12,32 см2
. Принимаем 2Ø25, с Аs
=9,82 см2
. Таблица 6 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
Уточнение 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
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’S
треб.
< A’Smin
, то A’S
треб.
=A’Smin
=4,52 см2 (4 Ø12 АIII);.
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 -x= Коэффициент γs
6
определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем Фактическое значение Аsp
принимают по сортаменту Asp
факт
7,64см2
(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 С=bпл-0,15=3-0,15=2,85 м Проверка прочности наклонной полосы
Где 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
,
ser
785 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
=8см; Mсв
н
5360000 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; Esp
190000 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
= 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); Мс
н
в
=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
=kRв,
ser
=14,8 (МПа); Rв
t
р
,ser
=k Rв
t,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 r’ – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны: где 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); Rв
t
,
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 еор
- см. п. 4 41350000<31175984,2 – нижние трещины. 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); γsp
1
= 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 Предельно допустимые значения Параметры При определении При определении При определении Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] 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=15,2<20 см, то Принимаем длину участка равной 20см. 8. 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.
|