Одноэтажное промышленное здание с железобетонным каркасом

Из условия минимального процента армирования:

 Принимаем 2Æ16 с

Принимаем 2Æ36 с

Окончательно принимаем армирование надкрановой части по следующей схеме:





Рис. 11 – Схема армирования надкрановой части колонны для 2-го сочетания усилий







Рис.12 – Схема армирования надкрановой части колонны


Проверим несущую способность надкрановой части колонны по комбинации усилий с максимальным ядровым моментом:

 - наиболее сжата внешняя грань колонны

M=126,45 кНм, N=255,94 кН. 

 требуется учитывать продольный изгиб колонны.

    Случайные эксцентриситеты:

е0=0,494 м.

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 

 

 Условие удовлетворяется.






Рис.13 – Схема армирования надкрановой части колонны


4.2 Расчет арматуры подкрановой части колонны


Наибольшие ядровые моменты находятся у фундамента. Так как разница между их значениями   меньше 20 %, то армирование подкрановой части колонны будет симметричным.

- наиболее сжата внутренняя грань.

Исходные данные: М=-245,85 кНм; N=1059,58 Кн; класс бетона – В 15; RB=8,5 МПа; ЕВ=20500 МПа; класс арматуры А-II; RS=280 МПа; размеры сечения: h=0,7 м, b=0,4 м.

Свободная длина подкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.

Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны.

Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е0=0,232 м.

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Is – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры подкрановой части колонны

Подкрановая часть колонны имеет симметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-245,85 кНм), то растянутая арматура Аs расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов.  h0=h-a=0,38-0,04=0,34 м,       e0=0,232 м.

Из условия минимального процента армирования:

 

Принимаем 2Æ20 с




Проверка несущей способности:

h0=h-a=0,70-0,03=0,67 м

е0=0,232 м.

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района; - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Is – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 - проверка удовлетворяется.

Проверка по растянутой грани:

Проверяется комбинация с Mядр=160,65 кНм, M=231,26 кНм, N=605,25 кН.

здесь

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

Is – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35<<83):

Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

 - проверка удовлетворяется.










4.3 Расчет консоли колонны


Основные размеры консоли даны в табл.1

Исходные данные (рис.10):

Рис. 15 – Расчетная схема консоли

hb=380 мм; с=840 мм; hн=700 мм; d=600 мм; e=520 мм; lsup=340 мм.

В15; Rb=8,5 МПа; Eb=20500 МПа; Rbt=0,75 МПа.

Арматура А-II, Rs=280 МПа, Es=210000 МПа.

Условие прочности:

где

Принимаем хомуты Æ10 мм (Asw=0,785 см2) и шаг Sw=150 мм:

Из рис.10 следует:

где  f=52 – 5=47см;

тогда

Правая часть условия принимается не более

и не менее меньшего из 2-х значений:

Таким образом, принимаем правую часть равной 1258,95 кН, тогда проверка прочности 1258,95 кН удовлетворяется. Расчет окамляющих стержней:

Принимаем 2Æ32 А-II с Аs=16,08 см2.

V РАСЧЕТ БЕЗРАСКОСНОЙ ФЕРМЫ


5.1 Геометрические размеры фермы и поперечные сечения элементов


Применяется безраскосная ферма с пролетом 18 м.

Тип опалубки – II






Рис.16 – Геометрическая схема безраскосной фермы пролетом 18 м


Сетка колонн 6х18 м, нагрузка на 1 м2 покрытия составляет 3,23+1,33=4,56 кН/м2, в том числе снег – 1,33 кН/м2. Этой нагрузке соответствует 2-й тип опалубки.

Унифицированные размеры поперечных сечений элементов фермы:

Тип опалубки – II

Размеры сечений b x h, м

Верхний пояс – 0,24х0,25

Нижний пояс – 0,24х0,28

Стойки – 0,24х0,25


5.2 Статический расчет фермы


Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем. Шифр фермы складывается из величин: обозначения – KGK, пролета фермы и типа опалубки.

Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):

1. Количество элементов - 17;

2. Количество закрепленных узлов – 2;

3. Всего узлов – 12;

4. Шифр фермы – KGK 18-2;

5. Количество загруженных узлов – 2;

6. Величина узловой нагрузки – 82,08 кН.

Величина нагрузки на узлы верхнего пояса, исключая опорные:

где  - грузовая площадь;

 - постоянная и снеговая нагрузка.





Рис. 17 – Построение эпюры моментов фермы в узлах


Проверка равновесия моментов в узлах:

Узел 1: -0,708+0,708=0

Узел 2: +6,285-1,625-4,660=0

Узел 3: +10,288-3,618-6,670=0

Узел 4: +2,609-2,647+0,038=0

Узел 5: +3,777-0,187-3,590=0

Узел 6: +0,356-0,000-0,356=0

Узел 7: +0,909-0,908-0,000=0,001=0

Узел 8: +2,648-2,609-0,038=0,001=0

Узел 9: +3,590+0,187-3,777=0

Узел 10: +1,624+4,660-6,285=-0,001=0

Узел 11: +3,617-10,288+6,670=-0,001=0

Узел 12: +0,708-0,708=0

Выбор расчетных усилий

Опасное сочетание усилий определяется подобно расчету в колонне, по максимальным ядровым моментам.


Элемент

h, см

М, кНм

N, кН

Верхний

пояс

25

0,042

+6,285

+2,609

-2,647

-441,489

-418,731

-402,488

24,83

20,20

19,55

Стойка

25

0,042

-6,670

-0,187

0,000

-3,612

-0,946

+1,788

6,82

0,23

0,08

Нижний

пояс

28

0,047

+10,288

+3,777

-3,590

+392,807

+400,237

+400,298

28,75

22,59

22,40


5.3 Расчет верхнего пояса


Исходные данные:

Класс бетона: В25, Rb=14,5 МПа, Eb=27000 МПа.

Класс арматуры: А-III, Rs=Rsc=365 МПа, Es=

Сечение 24х25 см. Расчетные усилия: M=6,285 кНм, N=441,489 кН.

Нагрузка на узел фермы:

- полная P=82,08 кН;

- длительная

Усилия от длительной нагрузки:

Эксцентриситет


5.3.1 Определение коэффициента продольного изгиба


Свободная длина элемента верхнего пояса фермы при расчете в плоскости фермы при ; при

В нашем случае и

Алгоритм расчета коэффициента :

Вычисляем случайные эксцентриситеты:

Принимаем наибольшее значение:

Принимаем

 откуда

Критическая сила при потере устойчивости:

Коэффициент продольного изгиба:


5.3.2 Определение сечения арматуры при симметричном армировании


Эксцентриситет с учетом продольного изгиба  что меньше  Следовательно, можно ожидать 2-й случай расчета на внецентренное сжатие (случай малых эксцентриситетов).

Порядок расчета:

1. Исходя из условия минимального процента армирования  находим площадь арматуры   Принимаем 2Æ10 А-III с AS=AS’=1,57 см2.

2. Определяем  (граничную высоту сечения):

где    

3. Определяем требуемую относительную высоту сжатой зоны сечения для 2-го случая внецентренного сжатия при симметричном армировании:

Так как , имеет место второй случай расчета.

4. Определяем коэффициент:

5. Проверяем несущую способность по формуле:

Страницы: 1, 2, 3, 4, 5, 6



Реклама
В соцсетях
рефераты скачать рефераты скачать рефераты скачать рефераты скачать рефераты скачать рефераты скачать рефераты скачать