В Закладки

Главная
Официальная
Новости
Курсовые работы
Дипломные проекты
Лекции и конспекты
Рефераты
Софт
Ссылки
Справочник Студента
Гостевая

Почта


Поиск по сайту:

          


















каркас промышленного здания ж/б конструкции рамного типа

h1>Курсовик "Каркас промышленного здания ж/б конструкции рамного типа"
Исходные данные:
Полезная грузоподъемность крана:
основного крюка
вспомогательного крюка
Q = 800 кН
Qвсп = 200 кН
Габаритные размеры:
А = 4350 мм
Вк = 9100 мм
В2 = 400 мм
Нк = 3700 мм
Максимальная сила от колеса крана:
Р = 340 кН
Р1 = 360 кН
Масса:
тележки
крана
35 т
105 т
Пролет крана
Lк = 22 м
Высота от пола здания до головки рельса
H = 13 м
Место возведения сооружения (зона):
ветер
снег
3
3
Нормативные нагрузки:
ветер
= 0,38 кН/м2
снег
= 1 кН/м2
Расчетное сопротивление грунта основания
Rгр = 300 кН/м2
Шаг рам
D = 6 м
Вид натяжения арматуры при изготовлении ригеля
на бетон
1. Составление габаритной схемы
одноэтажной однопролетной рамы промышленного здания.
Предварительное назначение размеров
поперечных сечений элементов.
В данном проекте будем рассматривать колонны сплошного поперечного сечения.
Высоты сечения верхней части колонн hв и нижней hн назначаем следующим обра-
зом:
hв = 0,05*Н0в
hн = 0,05*Н0н
где Н0в и Н0н - соответственно расчетные длины верхней и нижней частей стойки.
Н0в = 2,0*Нв
Н0н = 1,5*Нн
Нн = Н - hпб + ?загл - ?рельс
Нв = Нк + hпб + ?габ + ?рельс
где
Н = 13 м – расстояние от пола здания до головки подкранового рельса;
?загл = 0,5 м – заглубление верхнего среза фундамента под отметкой пола;
?рельс – высота рельса, изменяющаяся в зависимости от грузоподъемности крана,
?рельс = 25 см (при Q>500кН);
?габ = 20 см;
hпб – высота подкрановой балки
Rb – призменная прочность бетона, Rb=1,35 кН/см2.
Qmax – максимальная поперечная сила в сечении у опоры однопролетной балки, вы-
званная действием подвижной нагрузкой от крана;
P – наибольшее давление, передаваемое на балку через i-й каток крана;
?i – ордината линии влияния под соответствующей силой ;
kд – коэффициент динамичности, кд = 1,2;
?f – коэффициент перегрузки, для крановой нагрузки ?f = 1,2.
Qmax = 1,2*1,2*(340*1 + 340*0,87 + 340*0,14 + 340*0,1) = 1033 кН
см
Принимаем hпб = 100 см
см
Принимаем bпб = 40 см
Нн = 13 – 1,0 + 0,5 - 0,25 = 12,25 м
Н0н = 1,5*12,25 = 18,38 м
hн = 0,05*18,38 = 0,92 м
Принимаем hн = 100 см
bн = 0,5*hн = 0,5*100 = 50 см
Нв = 3,7 + 1,0 + 0,2 + 0,25 = 5,15 м
Н0в = 2*5,15 = 10,3 м
hв = 0,05*10,3 = 0,515 м
Принимаем hв = 50 см
Сечение ригеля принимаем двутавровым. Полную высоту ригеля назначаем равной
где Lр – пролет ригеля
Lр = Lк + 2*В2 + 2*?габ + hв = 22 + 2*0,4 + 2*0,2 + 0,5 = 23,7 м
Принимаем hр = 1,6 м.
Назначаем размеры верхней и нижней полок двутаврового сечения ригеля:
Принятые размеры:
верхней части колонны – 50х50 см2;
нижней части колонны – 100х50 см2;
верхней полки ригеля – 20х60 см2;
нижней полки ригеля – 35х35 см2.
2. Определение нагрузок, действующих на раму.
Нагрузки от собственного веса конструкции.
Нагрузка от собственного веса конструкции складывается из:
- веса кровельного покрытия Gкр;
- веса ригеля Gр;
- веса подкрановой балки Gпб;
- веса самой колонны Gв + Gн.
Состав элементов кровельного покрытия:
Элемент покрытия
2 слоя рубероида по пергамину
Цементная стяжка, см
Пенобетон, см
Железобетонные сборные плиты
Рис. 1
Нагрузка от веса кровельного покрытия составит:
Нагрузка от собственного веса ригеля:
?жб = 25 кН/м3 – удельный вес железобетона;
?f = 1,1 – коэффициент перегрузки.
Aр(6-6) = hвп*bвп + ?*(hр – hвп – hнп) + hнп*bнп =
= 0,2*0,6 + 0,06*(1,6 – 0,2 – 0,35) + 0,35*0,35 = 0,31 м2
Aр(5-5) = hвп*bвп + bнп*(hтор – hвп) =
= 0,2*0,6 + 0,35*(1,0 – 0,2) = 0,4 м2
Нагрузка от собственного веса подкрановой балки:
Нагрузка от собственного веса верхней части колонны:
Нагрузка от собственного веса нижней части колонны:
Нагрузки от мостового крана.
т = 24,70 кН
Ветровая нагрузка.
где ?f = 1,3 – коэффициент перегрузки;
Снеговая нагрузка.
где ?f = 1,4 – коэффициент перегрузки;
3. Статический расчет рамы.
Рис. 2
Рама 1 раз статически неопределима, для определения лишней неизвестной ис-
пользуем метод сил.
?11*X + ?1p = 0
Определим эпюры моментов от единичных сил.
1-ая схема:
3 – ая схема:
Рис. 5.
Момент от собственного веса конструкции:
Mсв = (Gкр + Gр + Gв)*eкол – Gпб*eпб
Mсв = (177,87 + 118,13 + 35,41)*0,25 – 66*0,6 = 43,253 кН*м
M1-1 = M1-1*Mсв = (0,574 – 0,426)*43,253 = 6,401 кН*м
M2-2 = M2-2*Mсв = (0,172 – 0,830)*43,253 = -28,460 кН*м
M3-3 = M3-3*Mсв = (0,172 + 0,170)*43,253 = 14,793 кН*м
M4-4 = M4-4*Mсв = 0*43,253 = 0 кН*м
Рис. 6.
Момент от снеговой нагрузки:
Мснег = Gснег*eкол = 101,64*0,25 = 25,410 кН*м
M1-1 = M1-1*Mснег = (0,574 – 0,426)*25,410 = 3,761 кН*м
M2-2 = M2-2*Mснег = (0,172 – 0,830)*25,410 = -16,720 кН*м
M3-3 = M3-3*Mснег = (0,172 + 0,170)*25,410 = 8,690 кН*м
M4-4 = 0 кН*м
Рис. 7.
Момент от вертикальной крановой нагрузки:
Mmax = Nmax*eпб = 1033,06 * 0,6 = 619,836 кН*м
Mmin = Nmin*eпб = 361,57 * 0,6 = 216,942 кН*м
M1-1 = M1-1*Mmax + M1’-1’*Mmin = -0,426*619,836 + 0,574*216,942 = -139,525 кН*м
M2-2 = M2-2*Mmax + M1’-1’*Mmin = -0,830*619,836 + 0,172*216,942 = -477,150 кН*м
M3-3 = M3-3*Mmax + M1’-1’*Mmin = 0,170*619,836 + 0,172*216,942 = 142,686 кН*м
M4-4 = 0 кН*м
M1’-1’ = M1-1*Mmin + M1’-1’*Mmax = -0,426*216,942 + 0,574*619,836 = 263,369 кН*м
M2’-2’ = M2-2*Mmin + M1’-1’*Mmax = -0,830*216,942 + 0,172*619,836 = -73,450 кН*м
M3’-3’ = M3-3*Mmin + M1’-1’*Mmax = 0,170*216,942 + 0,172*619,836 = 143,492 кН*м
M4’-4’ = 0 кН*м
Рис. 8.
Момент от действия тормозной силы:
M1-1 = M1-1*T = -8,057*52,12 = 419,931 кН*м
M2-2 = M3-3 = M2-2*T = 1,241*52,12 = 64,681 кН*м
M4-4 = 0 кН*м
M1’-1’ = M1’-1‘*T = 4,193*52,12 = 218,539 кН*м
M2’-2’ = M3’-3’ = M2’-2’*T = 1,258*52,12 = 65,567 кН*м
Момент от действия ветровой нагрузки:
M1-1 = M1-1*q(+) + M1’-1’*q(-) = -100,746*2,370 - 50,636*1,780 = -328,900 кН*м
M2-2 = M3-3 = M2-2* q(+) + M1’-1’* q(-) = -0,677*2,370 - 14,553*1,780 = -27,509 кН*м
M4-4 = 0 кН*м
M1’-1’ = M1-1* q(-) + M1’-1’* q(+) = 100,746*1,780 + 50,636*2,370 = 299,335 кН*м
M2’-2’ = M3’-3’ = M2-2* q(-) + M1’-1’* q(+) = 0,677*1,780 + 14,553*2,370 = 35,696 кН*м
M4’-4’ = 0 кН*м
Рис. 10.
Сводная таблица результатов статического расчёта:
По результатам сводной таблицы составляется комбинация возможных сочетаний
нагрузок и воздействий. Это необходимо для того, чтобы определить наибольшие момен-
ты M и нормальные силы N в расчётных сечениях рамы.
Рассматривается колонна А. В нашем случае определяющим будет являться мак-
симальный момент со знаком (+) и максимальный момент со знаком (-).
В расчётной практике существуют различные комбинации воздействий.
Таблица комбинаций воздействий:
Сечения
Правила составления таблицы.
1. Моменты и нормальные силы в расчётных сечениях вызванные действием постоянных
нагрузок (собственный вес) учитываются во всех комбинациях независимо от знака
момента.
2. Моменты и нормальные силы, вызванные действием временных нагрузок, вводятся в
комбинацию с учётом знака момента “+” или “-”.
3. Со схемой 3 работают схемы 5 и 6, а со схемой 4 работают схемы 7и 8.
4. Из схем 9 и 10 учитывается одна в соответствии со знаком.
 
Рис. 11.
 
4. Подбор арматуры в колонне и составление схемы армирования.
Из статического расчета следует, что колонна работает под действием знакопере-
менного момента и нормальной силы, приложенной внецентренно.
Для определения количества арматуры в каждом из намеченных сечений колонны
следует выполнить расчет при двух комбинациях усилий Мmax и Nсоот, Мmin и Nсоот (рис. 11).
Все сечения колонны находятся в состоянии внецентренного сжатия. При расчете
железобетонных элементов различают два характерных случая внецентренного сжатия:
? случай больших эксцентриситетов;
? случай малых эксцентриситетов.
Установить какой случай имеет место затруднительно, так как значение ? опреде-
лить невозможно. Однако можно предварительно ориентироваться по эксцентриситету
?*е0, где
;
где
N – сжимающая сила в рассматриваемой комбинации;
Nкр – критическая сила;
? - коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций в бетоне. Его на-
личие обуславливается тем, что под воздействием нормальной силы, внецентрен-
но приложенной по отношению к оси элемента, стойка может потерять устойчи-
вость. Кроме того, т. к. бетон является упругопластичным материалом, может про-
изойти деформация бетона со стороны сжатой зоны, что приведет к изгибу стойки и
увеличению начального эксцентриситета е0.
Определив значение ?*е0, можно определить какой случай имеет место по сле-
дующим признакам:
?*е0 > 0,3*h0 – большие эксцентриситеты
?*е0 < 0,3*h0 – малые эксцентриситеты
При ?*е0 > h/2 – a – определенно 1 случай.
При определении е0 следует учесть, что , причем
Для прямоугольных сечений Nкр определяется следующим образом:
,
где
;
Еs и Еб – модули упругости арматуры и бетона соответственно;
l0 – приведенная высота колонны;
;
Кдл – коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки
,
для тяжелого бетона ? = 1, ? = 0,02 – 0,025.
 
 
Первый расчетный случай – случай больших эксцентриситетов.
Первый расчетный случай характеризуется тем, что к моменту исчерпания
несущей способности элемента напряжения в растянутой арматуре Аs и сжатой арматуре
A’s достигают расчетных сопротивлений Rs и R’s , а в сжатой зоне бетона – Rпр.
Сечение рассчитывается на случай больших эксцентриситетов, если выполняются
условия и . При невыполнении первого из этих условий напряжение в
растянутой арматуре Аs не достигает значения Rs, а при невыполнении второго – в сжа-
той арматуре A’s не достигается R’s.
Подбор арматуры Аs и A’s начинается с комбинации, у которой величина ?*е0 будет
максимальной. Составим уравнение проекций сил на продольную ось:
И уравнение моментов относительно центра тяжести растянутой арматуры АS:
Так как расчет идет по первому предельному состоянию, то Nвнеш = Nпред и
Мвнеш = Мпред. На основании этого выразим из уравнения 2 A’s
При x=xmax = ?R*h0
Для случая когда марка бетона менее 400, а марка арматуры АII или AIII - ?R = 0,55.
Подставив это значение в уравнение (5) получим A0R = 0,4. Тогда уравнение (4) при-
мет вид:
В формулах (2) и (6) значение е равно:
Из уравнения (1) найдем As:
Если x = xmax = ?R*h0, а ?R = 0,55 и A0R = 0,4, то:
Примечание № 1.
Если из уравнения (6) оказалось, что площадь сжатой арматуры A’s < 0 и A’s < A’smin
где A’smin – минимальная площадь сжатой арматуры, которая устанавливается в стойке из
конструктивных соображений для изготовления арматурного каркаса колонны, то в дан-
ном курсовом проекте A’smin и Asmin принимаются равными площади 2 ? 16 мм.
В этом случае полагаем, что A’s = A’smin. Для того чтобы определить As, необходимо
найти значение ?, соответствующее принятой сжатой арматуре A’s = A’smin
Так как расчет ведется по первому предельному состоянию то соотношение (2)
примет следующий вид:
Подставив x = ?R*h0 и в уравнение (10) и преобразовав его, получим:
По таблицам найдем соответствующие А0 значение ?.
Из уравнения (1) определим сечение арматуры АS
Примечание № 2.
Если определенное по А0 значение ? таково, что x = ?*h0 < 2*a’, то считается, что
бетон сжатой зоны не работает (х=0) и все усилие воспринимается сжатой арматурой.
В этом случае площадь растянутой арматуры Аs при известной площади сжатой
арматуры будет определяться по формуле:
В формуле (13) значение е’ равно:
В любом случае принимаемое значение Fa не должно быть меньше Famin.
Далее переходят к расчету по второй комбинации усилий. Из величин A’sI и A’sII вы-
бирается наибольшая.
Второй расчетный случай – случай малых эксцентриситетов.
Второй случай характерен тем, что сечение элемента или полностью сжато, или
большая его часть сжата и незначительная – растянута. Разрушение элемента
обязательно начинается со стороны сжатой грани. К моменту исчерпания несущей
способности напряжения в бетоне достигают Rб, в арматуре F’a*Rac, а в арматуре Fа могут
быть либо сжимающими, либо растягивающими, но при этом ?a < Ra. Второй случай
имеет место при ? > ?R.
Сечение рассчитывается на случай малых эксцентриситетов, если выполняется
условие x > ?R*h0.
Используемые зависимости для подбора арматуры в случае малых эксцентрисите-
тов можно принимать приближенными.
Для случая малых эксцентриситетов возможны 3 варианта:
1. Если Nвнеш < b*(h – 2*e0*?’)*Rб
Тогда арматура принимается из конструктивных соображений 2 ? 16 мм.
2. Если Nвнеш > b*(h – 2*e0*?’)*Rб и
Принимаем ?R = 0,55 и A0R = 0,4
Площадь арматуры определяется по формулам:
3. Если
В этом случае вся арматура сжата:
Правила армирования колонны.
В данном курсовом проекте необходимая площадь арматуры определяется только
в 1-1 и 3-3 расчетных сечениях колонны, а в сечениях 2-2 и 4-4 количество арматуры оп-
ределяется по эпюре материалов.
После определения необходимой площади арматуры во всех расчетных сечениях
колонны, пользуясь сортаментом, подбирают стержни продольной арматуры по внешней
и внутренней (по отношению к сооружению) сторонам колонны.
Для основных несущих колонн рекомендуется принимать минимальную арматуру с
каждой стороны 2 ? 16 мм.
Количество стержней назначают, исходя из того, что в плоских сварных каркасах
расстояние между стержнями не следует принимать менее наибольшего диаметра про-
дольной арматуры ds и 25 мм.
Количество рядов арматуры в принимается не более двух.
Поперечная арматура (хомуты) в колоннах обычно по расчету не требуется, ее
расстановку осуществляют в соответствии с конструктивными требованиями норм, а
именно:
? Диаметр хомутов назначают не менее четверти диаметра стержней продольной арма-
туры dsw > (1/3-1/4)ds и не менее dsmin = 8 мм.
? Расстояние между поперечными стержнями (шаг хомутов) не должно превышать при
сварных каркасах 20 диаметров продольной арматуры, при вязанных – 15 диаметров,
а также 500 мм.
Расчет армирования колонны.
Для изготовления сборных ж/б колонн в данном курсовом проекте используем бе-
тон марки М300 и арматуру класса AIII.
Данные марки бетона и арматуры имеют следующие прочностные характеристики:
Rб = 1,35 кН/см2; Eб = 2900 кН/см2
Rs = R’s = 34 кН/см2; Еs = 20000кН/см2
Сечение 1-1
b = 50см, h = 100 см
l0 = Н0в + Н0н = 10,3 + 18,38 = 28,68 м
М1 = 774,842 кНм
М1дл = 296,968 кНм
N1 = 927,42 кН
N1дл = 927,42 кН
М2 = -898,518 кНм
М2дл = -149,687 кНм
N2 = 1700,55 кН
N2дл = 1700,55 кН
а = а’ = 5 cм
h0 = h – a = 100 – 5 = 95 см
n = ES/Еб = 20000/2900 = 6,897
Принимаем ? = 1, ? = 0,025
?1*e01 = 1,206*83,5 = 100,70 см
?2*e02 = 1,382*52,8 = 72,97 см
?1*e01 = 100,70 см > ?2*e02 = 72,97 см – начинаем расчет с первого случая.
Первое сочетание усилий.
?1*e01 = 100,7 > 0,3*95 = 28,5 см –
случай больших эксцентриситетов
A’s1 < 0, тогда принимаем A’s1 = A’smin = 4,02 см2 (2 ? 16 мм).
Определим Мб
Mб = Nвнеш1*e1 – A’smin*R’s*(h0 – a’) = 927,42*145,7 – 4,02*34*(95 – 5) = 122824 кН*см
Мб > 0, тогда:
? = f(A0) = 0,23
x = ?*h0 = 0,23*95 = 21,85 см
см2 (6 ? 22 мм)
Второе сочетание усилий.
?2*e02 = 72,97 > 0,3*95 = 28,5 см –
случай больших эксцентриситетов
A’s2 < 0, тогда принимаем A’s2 = As1 = 20,122 см2 (6 ? 22 мм).
Mб = Nвнеш2*e2 – As1*R’s*(h0 – a’) = 1700,55*117,97 – 20,122*34*(95 – 5) = 139040 кН*см
Мб > 0, тогда:
? = f(A0) = 0,26
x = ?*h0 = 0,26*95 = 24,7 см
см2 (4 ? 25 мм)
 
Сечение 3-3
b = 50см, h = 50 см
l0 = Н0в = 10,3 м
М1 = 229,963 кНм
М1дл = 128,699 кНм
N1 = 331,41 кН
N1дл = 331,41 кН
М2 = -47,992 кНм
М2дл = -23,483 кНм
N2 = 433,05 кН
N2дл = 433,05 кН
а = а’ = 5 cм
h0 = h – a = 50 – 5 = 45 см
n = ES/Еб = 20000/2900 = 6,897
Принимаем t2 = 0,25
Принимаем ? = 1, ? = 0,025
?1*e01 = 1,090*69,4 = 75,65 см
?2*e02 = 1,085*11,1 = 12,04 см
?1*e01 = 75,65 см > ?2*e02 = 12,04 см – начинаем расчет с первого случая.
Первое сочетание
?1*e01 = 75,65 > 0,3*45 = 13,5 см – случай больших эксцентриситетов
A’s1 < 0, тогда принимаем A’s1 = A’smin = 4,02 см2 (2 ? 16 мм).
Определим Мб
Mб = Nвнеш1*e1 – A’smin*R’s*(h0 – a’) = 331,41*95,65 – 4,02*34*(45 – 5) = 26232 кН*см
Мб > 0, тогда:
? = f(A0) = 0,215
x = ?*h0 = 0,215*45 = 9,68 см
см2 (4 ? 22 мм)
Второе сочетание
?2*e02 = 12,04 < 0,3*45 = 13,5 см –
случай малых эксцентриситетов
Nвнеш = 433,05 кН < b*(h – 2*e0*?’)*Rб = 1749 кН
Принимаем арматуру конструктивно:
As2 = 4,02 см2 (2 ? 16 мм).
Сечение
Левая грань
Правая грань
As, см2
Сортамент
Asф, см2
As, см2
Сортамент
Asф, см2
5. Расчет и проектирование фундамента.
В данном курсовом проекте используется фундамент стаканного типа, с несколь-
кими ступенями и прямоугольной подошвой.
Фундамент вытянут в плоскости изгибающего момента.
Размеры фундамента определяются по усилиям от нормативных нагрузок. Пред-
полагается, что фундамент абсолютно жесткий, а давление на грунт условно принимают
изменяющимся по линейному закону.
В данном курсовом проекте для изготовления фундамента принимаются бетон
марки М200 и арматура класса АIII. Данные материалы имеют следующие прочностные
характеристики:
Rb = 0,90 кН/см2; Rbt = 0,75 кН/см2; Rs = 34 кН/см2
На ж/б фундамент действуют нагрузки (сечение 1-1):
M1 = 774,842 кН*м
M2 = -898,518 кН*м
N1 = 927,42 кН
N2 = 1700,55 кН
Gст – нормативная вертикальная нагрузка от веса стены, определяется по формуле:
Gст = (Hв + Hн)*?ст*?*n*D*Kзап
где
Нв = 5,15 м, Нн = 12,25 м – высота верхней и нижней части колонны соответственно;
?ст = 0,3 м – толщина стены;
? = 12 кН/м3 – объемный вес материала стены;
n = 1,2 – коэффициент перегрузки;
D = 6 м – шаг рам;
Кзап = 0,6 – коэффициент заполнения, зависит от количества оконных проемов.
Gст = (12,25 + 5,15)*0,3*12*1,2*6*0,6 = 270,60 кН
Площадь подошвы фундамента определяется по формуле:
где
N = 1700,55 кН – наибольшая продольная сила, передаваемая колонной на фунда-
мент;
Gст = 270,60 кН – вертикальная сила от веса стены;
Rгр = 300 кН/м2 – расчетное сопротивление грунта;
Нз = 1,5 м – глубина заложения фундамента;
?ср = 20 кН/м3 – средний объемный вес грунта, лежащего на фундаменте и самого
фундамента.
Размеры фундамента:
bф = 4 м, аф = 6 м, Аф = 24 м2.
Высота фундамента стаканного типа может быть назначена из конструктивных со-
ображений, обеспечивающих достаточность заделки колонны в фундамент, прочность
днища на продавливание при монтаже, а также из условия возможной выверки колонны
при установке.
Также высота фундамента должна удовлетворять условию прочности на срез:
где
S = 2*(hн + bн) = 300 см – периметр среза;
Rсрез = 0,15 кН/см2
Нф = 1500 мм, h1 = h2 = 450 мм, h3 = 600 мм.
На фундамент кроме ранее перечисленных сил действует нагрузка от собственного
веса фундамента Рр и перерезывающие силы Q1 и Q2
Рр = Аф*Нз*?ср*n = 24*1,5*20*1,1 = 792,00 кН
Определим суммарную вертикальную силу, действующую на фундамент
Nф1 = N1 + Gст + Рф = 927,42 + 270,60 + 792,00 = 1990,02 кН
Nф2 = N2 + Gст + Рф = 1700,55 + 270,60 + 792,00 = 2763,15 кН
Суммарный момент всех сил Мф, действующих на фундамент, относительно его
центральной оси
Мф1 = М1 + Gст*ест + Q1*Нф
Мф2 = М2 - Gст*ест + Q1*Нф
см = 0,8 м
Мф1 = 774,842 + 270,60*0,8 + 56,65*1,5 = 1076,297 кН*м
Мф2 = 898,518 – 270,60*0,8 + 29,19*1,5 = 725,823 кН*м
Момент сопротивления подошвы фундамента относительно его центра тяжести
С использованием найденных значений суммарных моментов и вертикальных сил
определим для двух рассчитанных комбинаций краевые напряжения, действующие в
грунте под подошвой фундамента.
?max < 1,2*Rгр = 1,2*300 = 360 кН/м2
?min > 0,25*?max
Условие выполнено.
Армирование фундамента.
Принимаем арматуру:
- вдоль длинной стороны фундамента 21 ? 18 мм
- вдоль короткой стороны фундамента 31 ? 10 мм
 
6. Расчет предварительно напряженного железобетонного ригеля.
Расчет прочности предварительно напряженных железобетонных конструкций про-
изводится по I предельному состоянию. При этом в качестве расчетных усилий в сечени-
ях, принимаются усилия, вызванные нагрузкой от собственного веса конструкции и снега.
Усилия, вызванные силами обжатия Np и N’p ,в расчет не принимаются.
Материалы, использованные в ригеле:
Арматура класса BII
Rsp = 105 кН/см2; Rsp,ser = 125,5 кН/см2; Es = 1,9*104 кН/см2; Rsc = 40 кН/см2
Бетон класса В25
Rb = 1,45 кН/см2; Rbt = 0,105 кН/см2; Rbt,ser = 0,16 кН/см2; Eb = 2,7*103 кН/см2
Коэффициент приведения
Rbp = 1,55 кН/см2
Арматура класса AII
Rs = Rsc = 28 кН/см2; Rsw = 22,5 кН/см2
Способ натяжения арматуры в данном проекте – на бетон.
Статический расчет и назначение размеров поперечного сечения ригеля.
Полная расчетная нагрузка на 1п. м. длины ригеля:
q = qкр + qр + qсн,
где
qкр – нагрузка на 1 п. м. ригеля от веса кровельного покрытия
qкр = gкр*D = 2,45*6 = 14,7 кН/м
qр – нагрузка от собственного веса ригеля
кН/м
qсн – расчетная снеговая нагрузка qсн = 8,4 кН/м
q = 14,7 + 9,97 + 8,4 = 33,07 кН/м
Максимальный изгибающий момент от расчетных нагрузок и максимальная попе-
речная сила (на опоре) равны:
кН*м
кН
Ригель представляет собой двутавровую балку. У верхнего пояса существует ук-
лон, но с некоторым приближением можно считать, что усилия в верхнем и нижнем поясе
равны.
где Z – Расстояние между центрами тяжести поясов.
см
кН
Условие прочности:
см2
Авп = 20*60 = 1200 см2 < 1208,53 см2, следовательно необходимо увеличить размеры се-
чения ригеля.
Принимаем bвп = 61 см, hвп = 20 см; Авп = 61*20 = 1220 см2.
Площадь сечения арматуры Аsp, расположенной в нижнем поясе, может быть на-
значена исходя из предположения, что все растягивающие усилия воспринимаются высо-
копрочной арматурой Аsp и конструктивной Аs.
см2
Площадь сечения нижнего пояса определяется из условия недопущения раздавли-
вания его при изготовлении.
где - напряжение обжатия в арматуре кН/см2
см2
см
Принимаем bнп = 36 см, hнп = 35 см; Анп = 36*35 = 1260 см2.
Толщину стенки двутавра назначаем ? = 8см.
Напрягаемая арматура A’sp в верхнем поясе балки ставится обычно в количестве
(0,15 ? 0,20)*Asp. Предварительное напряжение в ней создается для увеличения трещи-
ностойкости бетона верхнего пояса в период изготовления и монтажа. Ненапрягаемая
арматура нижнего пояса As и верхнего пояса A’s обычно играет в основном монтажную
роль и может быть запроектирована также в количестве (0,15 ? 0,20)*Asp.
Принимаем A’sp = As = A’s = 0,2* Asp = 0,2*15,83 = 3,17 см
2
Проверка прочности принятого сечения ригеля
по нормальным и наклонным сечениям.
а) Проверка прочности по нормальному сечению 6-6.
Asp = 15,83 см2, A’sp = A’s = As = 3,17 см2
Rsp = 105 кН/см2, Rs = Rsc = 28 кН/см2, Rb = 1,45 кН/см2.
Составим уравнение проекций усилий на ось y:
(bвп - ?)*hвп*Rb + ?*x*Rb + A’s*Rsc + A’sp*?’sc = Asp*Rsp + As*Rs
Так как сечение 6-6 имеет форму двутавра, то из уравнения проекций на горизонтальную
ось определим высоту сжатой зоны х:
 
 
В процессе эксплуатации за счет обжатия бетона вверху ригеля происходит уменьшение
напряжений в арматуре:
?’sp = 0,75*?sp = 0,75*112,95 = 84,71 кН/см2
?sс = ?sс,u - ?sp*?’sp
где
?sс,u = 50 кН/см2 – сжимающие напряжения в арматуре при достижении предельной
сжимаемости бетона;
?sp – коэффициент точности натяжения арматуры
?sp = 1 ± ??sp
??sp = 0,1 – при механическом способе натяжения.
Знак “+” принимают при неблагоприятном воздействии преднапряжения, знак “-” -
при благоприятном. В данном случае преднапряжение ?’sp воздействует неблаго-
приятно, уменьшая несущую способность элемента.
?sp = 1 + 0,1 = 1,1
?sс = 50 – 1,1*84,71 = -43,18 кН/см2
Полученное отрицательное значение ?sс свидетельствует о существовании в пре-
дельном состоянии растягивающих напряжений в арматуре Asp, окруженной сжатым бе-
тоном.
см
Условие х > 2*а’ ( см) выполняется, значит нейтральная ось проходит в
стенке двутавра.
Нужно проверить условие кН*м
где
a’ = 10 см
см
см
кН*см = 2326,85 кН*м
Мпред = 2326,85 кН*м > Мвн = 2321,89 кН*м
Условие прочности выполнено.
б) Проверка прочности по наклонному сечению 5-5.
Условие прочности:
Qb – поперечная сила, воспринимаемая сжатой зоной бетона у опоры;
Qsw – сила, воспринимаемая хомутами при наиболее опасной проекции наклонного се-
чения;
с0 – наиболее опасная проекция трещины;
?f - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок двутавра;
?n = 0,3 - коэффициент, учитывающий влияние сил обжатия на величину поперечной
силы Qb.
qsw – единичная сила, воспринимаемая хомутами на единицу длины;
S – шаг хомутов;
nsw – число хомутов в поперечном сечении;
fsw – площадь поперечного сечения хомутов;
Rsw – расчетное сопротивление арматуры хомутов (A II – Rsw = 22,5 кН/см2);
dsw = 10 мм, fsw = 0,785, nsw = 4, S = 20 см.
Условие прочности выполнено.
Проверка трещиностойкости ригеля по нормальному сечению
6-6.
Расчет трещиностойкости выполняется по второму предельному состоянию.
Условие трещиностойкости можно представить в напряжениях
- max растягивающие напряжения на нижней кромке от внешних сил.
Таким образом для того, чтобы выполнить расчет ригеля по условию трещиностой-
кости необходимо определить приведенное сечение нашего элемента. Это связано с тем,
что мы пользуемся формулами сопротивления материалов для определения напряжений
в однородных сечениях.
Расчет приведенного сечения
Определяем расстояние от растянутой грани до центра тяжести приведенного сечения:
где
= bвп*hвп*(hp – a’) + Aреб*zреб + bнп*hнп*a’p + ?*A’sp*(hp – a’) + ?*Asp*a’p =
= 61*20*(160 – 10) + 8*105*87,5 + 36*35*17,5 + 7,04*3,17*(160 – 10) + 7,04*15,83*17,5 =
= 283847,78 см3
= Aвп +Анп + Ареб + ?*Asp + ?*A’sp =
= 1220 + 1260 + 840 + 7,04*15,83 + 7,04*3,17 =
= 3453,76 см2
Определяем моменты сопротивления приведенного сечения для растянутой грани и для
сжатой грани
Определяем радиус ядра сечения
- наибольшее растягивающее напряжение
Определение потерь предварительного напряжения
При длительной эксплуатации, а также в процессе изготовления за счет неточности
подгонки происходит уменьшение сил обжатия, в конечном счете это может привести к
тому, что после определенного срока службы ригель потеряет свои свойства. Эти обстоя-
тельства приводят к тому, что при проектировании ПНЖБК необходимо учитывать потери.
I потери
Потери от деформации анкеров
кН/см2
Потери от трения арматуры о стенки каналов
кН/см2
(канал с бетонной поверхностью, образованной жестким каналообразователем)
Сумма первых потерь ?анк + ?тр = 29,69 кН/см2
II потери
Потери от релаксации напряжений в арматуре
кН/см2
Потери, вызванные усадкой бетона
?ус = 3 кН/см2
Потери от ползучести бетона
Если , то ,
а если , то
где ? = 1 для бетона естественного твердения.
Определим
Nр1 = Аsp*(?sp - ) = 15,83*(112,95 - 29,69) = 1318,00 кН
N’р1 = А’sp*(?sp - ) = 3,17*(112,95 - 29,69) = 263,93 кН
Nр = 1581,93 кН
Для Аsp
кН/см2
Для А'sp
кН/см2
Для Аsp
кН/см2
Для А’sp
кН/см2
Сумма потерь для Аsp:
кН/см2
Сумма потерь для А’sp:
кН/см2
Проверка ригеля по трещиностойкости:
кН/см2 - сжи-
мающее напряжение, вызванное силами обжатия
- трещины образуются.
Определение ширины раскрытия трещин
Суммарное усилие в растянутой арматуре от действия внешних нагрузок:
кН
Определяем приращение напряжений в арматуре растянутой зоны к напряжениям нуле-
вого состояния
Определяем коэффициенты ? и ?l
?f = 1,60 – 15*? = 1,6 – 15*0,004 = 1,54
Ширина раскрытия трещин:
Раскрытие трещин является допустимым.
По условиям эксплуатации ригель может эксплуатироваться при наличие трещин только
при отсутствие агрессивной среды, поэтому если она есть, делаем гидроизоляцию.
Для обеспечения надежной и долговременной эксплуатации ПНЖБК особое внимание
обращают на анкеровку концов арматурных стержней на опорах (в данном случае сече-
ние 5-5).
ВII ds = 6 мм
Asp=15,83
Зная диаметр проволоки определяем площадь:
fsp = 0,283
nsp = 15,83/0,283 = 56 шт
nпуч = 4
nsp1пуч = 56/4 = 14 шт.
Sпуч = ds*nsp1пуч = 6*14 = 84 мм
Sпуч = ?dпуч
dпуч = Sпуч/? = 84/3,14 = 27 мм
dкан = dпуч + 20 = 27 + 20 = 47 мм
ВII ds=6 мм
A’sp = 3,17
Зная диаметр проволоки определяем площадь:
fsp = 0,283
nsp = 3,17/0,283 = 12
nпуч = 2
nsp1пуч = 12/2 = 6 шт.
Sпуч = ds*nsp1пуч = 6*6 = 36 мм
Sпуч = ?dпуч
dпуч = Sпуч/? = 36/3,14 = 12 мм
dкан = dпуч + 20 = 12 + 20 = 32 мм
Для анкеровки пучков и канатов применяются сложные анкерные конструкции, ко-
торые обеспечивают передачу усилий с арматуры на бетон.