В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного трехпролетного производственного здания согласно основным принципам расчета, конструирования и компоновки железобетонных конструкций.
Сбор нагрузок осуществляется в соответствии со СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия», а расчет конструкций в соответствии с СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции». Характеристики кранов принимаем по ГОСТ 25.711-83.
1. Компоновка каркаса здания
1.1 Разработка схемы поперечных рам, связей и фахверка
Основными элементами несущего железобетонного каркаса промышленного здания, воспринимающего почти все нагрузки, являются плоские поперечные рамы, образованные колоннами и несущеми стропильными конструкциями. В продольном направлении элементами каркаса являются: подкрановые балки, ригели стенового ограждения, плиты покрытия, фонари.
Система конструктивных элементов, служащая для поддержания стенового ограждения и восприятия ветровой нагрузки, называется фахверком. При самонесущих стенах, а также с длинами панелей, равными шагу колонн, необходимости в конструкции фахверка нет. Принимаем торцевой фахверк сечением 400 х 400 мм с нулевой привязкой к поперечной оси.
Важными элементами железобетонно каркаса промышленного здания являются связи. Надлежащая компоновка связей обеспечивает совместную работу конструкций каркаса, что имеет большое значение для повышения жесткости сооружения и экономии материала. Связи, предназначенные для восприятия определенных силовых воздействий, должны обеспечивать последовательное доведение усилий от места приложения нагрузки до фундамента здания. Система связей между колоннами обеспечивает геометрическую неизменяемость каркаса в продольном направлении и устойчивость из плоскости поперечных рам. Вертикальные связи ставят в середине цеха и между крайними колоннами. Связи по покрытию устраивают для обеспечения пространственной жесткости каркаса, устойчивость покрытия в целом и отдельных его частей.
1.2 определение генеральных размеров поперечной рамы цеха
Компоновку поперечной рамы начинают с установления основных габаритных размеров элементов конструкций в плоскости рамы. Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса h 1 и расстоянием от головки кранового рельса до низа конструкций покрытия h2 .
Металлические каркасные здания
Назначены также стропильные конструкции, связи и ограждающие элементы здания. Вторая часть работы посвящена разработке и обоснованию расчетной схемы несущего элемента каркаса здания — плоской поперечной двухпролетной рамы с пристройкой в виде деаэраторной ...
Размер h 2 диктуется высотой мостового крана:
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм h h В + hН ,
h 1 = 16000 мм — заданная по условиям технологии отметка головки кранового рельса.
h 16000 2000 15500 мм.
Размер верхней части колонны — Н в с+hпкб hр h2, гдеhпкб — высота подкрановой балки, принимаемая в зависимости от шага колонн и пришаге колонн В = 12 м. hб = 1400 мм;
h р — высота кранового рельса, принимаемая в зависимости от грузоподъемности крана (принимаем 150 мм);
Н в 100 + 1650 + 150 + 1400 3300 мм.
Высота нижней части колонны — Н н HГ . Р — hР hП .Б. +а, где а 150 мм — заглубление колонны ниже уровня пола
Н н 16000 — 150 — 1400 + 150 14600 мм.
Общая высота колонны от защемления колонны в фундамент до низа ригеля:
Н к Нв Нн 3300 14600 = 17900 мм
Принимаем сечение надкрановой части колонны ряда h в х bв = 380 x 400 мм. Сечение нижней части колонны принимаем:
h н х bн = 1300 х 500 — для колонны крайнего ряда
h н х bн = 1300 х 500 — для колонны среднего ряда
Высоту стропильной балки определяют из условия H б , но не менее 790 мм.
Принимаем высоту балки H б = 1700 мм.
2. Установление нагрузок на поперечную раму цеха
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания, временные от мостовых кранов и атмосферные воздействия снега и ветра. На здание может действовать одновременно несколько нагрузок и возможно несколько их комбинаций с учетом отсутствия некоторых из них или возможного изменения схем их приложения. Поэтому раму рассчитывают на каждую из нагрузок отдельно, а затем составляют расчетную комбинацию усилий при самом невыгодном сочетании нагрузок. При этом значения нагрузок должны подсчитываться отдельно, если даже они имеют одинаковые схемы распределения на конструкции, но отличаются по длительности воздействия.
2.1 определение постоянной нагрузки от покрытия, собственной массы конструкций и от стеновых ограждений
Постоянные нагрузки на ригель рамы от веса кровли, стропильных конструкций и связей по покрытию принимаются обычно равномерно распределенными по длине ригеля. Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия, которое может быть тяжелым или легким, утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте применяются — сборные железобетонный плиты покрытия толщиной 400 мм.
Покрытие состоит из сборных железобетонных плит, опирающихся непосредственно на стропильную балку, пароизоляции, теплоизоляционного слоя, стяжки, водоизоляционного ковра. Толщина теплоизоляционного слоя может быть принята без теплотехнического расчета в зависимости от расчетной зимней температуры наружного воздуха (наименование утеплителя пенопласт).
Принимаем толщину утеплителя д = 120 мм. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных элементов, значения которых сведены в таблицу. Сбор нагрузок на 1 мІ покрытия
Таблица 1
|
№ |
Вид нагрузки |
Нормативная, кПа |
f |
Расчетная, кПа |
|
|
1 |
Двухслойный водоизоляционный ковер из материала “Кровляэласт” |
0,14 |
1,35 |
0.189 |
|
|
2 |
Стяжка цементно — песчаная М100 = 40 мм, = 2000 кг/м 3 . |
0,72 |
1,35 |
0,972 |
|
|
3 |
Утеплитель — пенополистирол марки ППС-35, = 120 мм, = 40 кг/м 3 . |
0,048 |
1,35 |
0,0648 |
|
|
4 |
Пароизоляция оклеечная из материала “Биполикрин» на холодной мастике д = 3 мм (m = 5 кг/мІ) |
0,05 |
1,35 |
0,0675 |
|
|
5 |
Собственная масса железобетонных плит покрытия |
2,2 |
1,15 |
2,53 |
|
|
Итого: |
= 3.158 |
— |
= 3.8233 |
||
Постоянная расчетная нагрузка от покрытия на крайнюю колонну составит:
, где
- нагрузка от собственного веса стропильной балки, — нормативная нагрузка от собственного веса стропильной балки, B — шаг колонн.
Определим нагрузку от собственного веса подкрановой балки и крановых путей:
где — длина подкрановой балки. — нормативная нагрузка от собственного веса подкрановой балки. — нормативная нагрузка от собственного веса крановых путей. — коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса постоянно уложенных элементов и конструкций. — коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса конструкций заводского изготовления при обеспеченной системе контроля качества. Принимаем керамзитобетонные стеновые панели толщиной 300 мм.
Постоянная нагрузка от собственного веса парапетной панели составит:
- где — нормативное значение веса стеновых панелей;
- высота стеновых панелей; n — количество стеновых панелей.
Постоянная нагрузка от веса стеновой панели составит:
2.2 определение нагрузки от крановых воздействий
Производственные здания часто оборудуются большим числом мостовых кранов в каждом пролете. Одновременное неблагоприятное воздействие их на раму, маловероятно, поэтому при расчете нагрузка учитывается только от двух сближенных кранов. Вертикальная крановая нагрузка передается на подкрановые балки в виде сосредоточенных сил P max и Pmin при их невыгодном положении на подкрановой балке. Расчетное давление на колонну, к которой приближена тележка, определяется по формуле:
D max =;
на противоположную колонну:
D min =;
- где = 0,85 — коэффициент сочетаний при совместной работе двух кранов для групп режимов работы кранов 1К-6К;
- = 1,5 — коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок;
- P max — наибольшее вертикальное давление колес на подкрановую балку;
- Согласно ГОСТ 25.711-83 принимаем следующие характеристики для крана:
- Q = 5 т;
Lk = 24500 мм
А = 5000 мм
В = 6500 мм;
P max = 101 кН;
Gt = 22 кН
G = 250 кН;
Наименьшее давление колеса крана вычисляется по формуле:
- гдеQ — грузоподъемность крана в т;
- G — полный вес крана с тележкой;
- n o — число колес на одной стороне крана. Определим минимальное давление колеса:
Давление на колонну:
D max = 0,85••101
- (1 + 0,458 + 0,958 + 0,583) •1,5 = 386,2 кН;
D min = 0,85•49
- (1 + 0,458 + 0,958 + 0,583) •1,5 = 187,36 кН.
Горизонтальные силы поперечного торможения, возникающие при торможении крановой тележки, передаются на колонны через тормозные балки или фермы.
Нормативную поперечную горизонтальную силу от торможения тележки Т о n , действующую поперек цеха, определяют по формуле:
Т о n = f
- (Q + Gt) •;
- гдеf = 0,1 — коэффициент трения при торможении тележки с жестким подвесом груза;
- Gt — вес тележки;
- число тормозных колес тележки;
- общее количество колес.
Нормативная поперечная горизонтальная сила торможения тележки составит:
Т о n = 0,1
- (50 + 22)
- = 3,6 кН;
Нормативная поперечная сила, действующая на одно колесо:
Т к n = ;
Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов равно:
Т = = 0,85•1,8
- (1 + 0,458 + 0,958 + 0,583) = 4,59 кН.
2.3 определение нагрузок от давления снега и ветра
Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну определяется по формуле:
Q ds sо ?м?L/2?B?гf ,
гдеs o — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемое в зависимости от района строительства. Согласно СНиП 2.01.07-85 карта 1 город Минск расположен в II — ом снеговом районе. Нормативное значение снеговой нагрузки для него so 0,7 кПа; м — коэффициент перехода от скатной кровли к горизонтальной поверхности. Для расчета рамы принимается м = 1, так как б < 25°; гf — коэффициент надежности по нагрузке, для снега принимаемый в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к нормативному значению веса снегового покрытия. Расчетная погонная снеговая нагрузка на ригель рамы составит:
Q ds 0,7•1•25/2•12•1,5 = 157,5 кН.
При расчете одноэтажных производственных зданий высотой до 36 м при отношении высоты к пролету менее 1,5, размещаемых в местностях типов А и В, учитывается только статическая составляющая ветровой нагрузки, соответствующая установившемуся напору на здание. Характер распределения статической составляющей ветровой нагрузки в зависимости от высоты над поверхностью земли определяют по формуле:
w m = wo kcгf ,
w o — нормативное значение ветрового давления, принимаемое в зависимости от района строительства. Согласно СНиП 2.01.07-85 карта 3 город Минск расположен в II — ом ветровом районе, wo 0,23 кПа;
k — коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления в зависимости от высоты здания;
с — аэродинамический коэффициент; c 0,8 для наветренной стороны, c / 0,6 для подветренной стороны
Определим ординаты фактических эпюр расчётной погонной нагрузки на раму на высоте 5, 10,20 м для напора и отсоса при направлении действия ветровой нагрузки слева.
Отобразим эпюры ветровых давлений на раму при действии ветра слева, определив промежуточные значения интерполяцией:
Для упрощения расчёта фактическую ветровую нагрузку заменяем эквивалентной, равномерно распределенной по высоте колонны. Величину эквивалентной нагрузки находим из условия равенства изгибающих моментов в защемлённой стойке от фактической эпюры ветрового давления и от равномерно распределённой нагрузки. Ветровую нагрузку на шатёр (от низа до верха стропильной балки), заменяем сосредоточенной силой W, приложенной в уровне ригеля рамы.
Найдем эквивалентную равномернораспределенную нагрузку на раму с наветренной стороны:
M A = 4.32•5
- (2.5+0.15) +0.5
- (4.32+5.616) •5
- (10+0.15) +0.5
- (5.616+6.518) •7.55
- (13.875+0.15) = 951.79 кН.
Ветровая нагрузка на шатер:
;
3. Определение расчетных усилий в элементах ПРЦ
3.1 статический расчет рамы
Статический расчет выполняется на основании собранных выше нагрузок и по определенным ранее размерам поперечной рамы цеха. Статический расчет необходим для дальнейшего расчета колонн и фундаментов.
Результаты расчета приведены в приложении 1.
Сводная таблица усилий в колонне по данным расчета на ЭВМ
|
№ п. п. |
Вид нагр. |
Коэф. сочет-аний Ш |
Расчетные усилия |
|||||||||||||||||
|
Сечение I-I |
Сечение II-II |
Сечение III-III |
Сечение IV-IV |
Сечение IV-IV |
||||||||||||||||
|
M |
N |
V |
M |
N |
V |
M |
N |
V |
M |
N |
V |
?N i |
?V i |
M |
N |
V |
||||
|
1 |
Постоянная |
1 |
87,6 |
-707,5 |
-7,2 |
111.3 |
-733.3 |
-7.2 |
-81.8 |
-972.3 |
-7.2 |
23.1 |
-1072.5 |
-7.2 |
-2145 |
0 |
16.5 |
-766.07 |
-5.14 |
|
|
2 |
Снеговая |
1 |
28,4 |
-157,5 |
-0,9 |
31.2 |
-157.5 |
-0.9 |
-12.9 |
-157.5 |
-0.9 |
-0.4 |
-157.5 |
-0.9 |
-315 |
0 |
-0.286 |
-112.5 |
-0.643 |
|
|
2 * |
0,7 |
19,8 |
-110,25 |
-0,63 |
21.84 |
-110.25 |
-0.63 |
-9.03 |
-110.25 |
-0.63 |
-0.28 |
-110.25 |
-0.63 |
-220.5 |
0 |
-0.2 |
-78.75 |
-0.45 |
||
|
3 |
Ветер слева |
1 |
— |
— |
-10,4 |
66.7 |
— |
-30.0 |
66.7 |
— |
-30.0 |
1137.7 |
— |
-116.6 |
— |
-216.5 |
812.64 |
— |
-83.28 |
|
|
3 * |
0,6 |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
||
|
4 |
Ветер справа |
1 |
— |
— |
20,1 |
-90.6 |
— |
34.8 |
-90.6 |
— |
34.8 |
-1074.2 |
— |
99.9 |
— |
216.5 |
748 |
— |
71.36 |
|
|
4 * |
0,6 |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
— |
||
|
5 |
D MAX в 1-ом пролете слева |
1 |
— |
— |
9,6 |
-31.6 |
— |
9.6 |
132.5 |
-386.2 |
9.6 |
-7.3 |
-386.2 |
9.6 |
-573.6 |
0 |
-5.21 |
-275.86 |
6.86 |
|
|
5 * |
0,8 |
— |
— |
7,68 |
-25.3 |
— |
7.68 |
106 |
-294.56 |
7.68 |
-5.84 |
-294.56 |
7.68 |
-458.88 |
0 |
-4.17 |
-220.69 |
5.49 |
||
|
6 |
D MAX в 1-ом пролете справа |
1 |
— |
— |
9,6 |
-31.6 |
— |
9.6 |
48 |
-187.4 |
9.6 |
-91.8 |
-187.4 |
9.6 |
-573.6 |
0 |
-65.57 |
-133.86 |
6.86 |
|
|
6 * |
0,8 |
— |
— |
7,68 |
-25.3 |
— |
7.68 |
38.4 |
-149.92 |
7.68 |
-73.44 |
-149.92 |
7.68 |
-458.88 |
0 |
-52.46 |
-107.09 |
5.49 |
||
|
7 |
Тормозное усилие к левой крайней колонне |
1 |
— |
— |
-1,9 |
-0.2 |
— |
2.7 |
-0.2 |
— |
2.7 |
-39.6 |
— |
2.7 |
— |
4.6 |
-28.28 |
— |
1.93 |
|
|
7 * |
0,8 |
— |
— |
-1,52 |
-0.16 |
— |
2.16 |
-0.16 |
— |
2.16 |
-31.68 |
— |
2.16 |
— |
3.68 |
-22.62 |
— |
1.54 |
||
|
8 |
Тормозное усилие к правой крайней колонне |
1 |
— |
— |
1,9 |
-6.2 |
— |
1.9 |
-6.2 |
— |
1.9 |
-33.8 |
— |
1.9 |
— |
4.6 |
-24.14 |
— |
1.36 |
|
|
8 * |
0,8 |
— |
— |
1,52 |
-4.96 |
— |
1.52 |
-4.96 |
— |
1.52 |
-27.04 |
— |
1.52 |
— |
3.68 |
-19.31 |
— |
1.09 |
||
Определение смещаемости каркаса.
Каркасы, имеющие связевые элементы, или без них, в которых влияние перемещения узлов на расчетные моменты и усилия незначительно (не превышает 5%) относятся к несмещаемым. В других случаях они называются смещаемыми (податливыми).
Где , — суммарная вертикальная реакция и сдвигающая расчетные силы в поперечной раме. — взаимное смещение верха и низа колонн рассматриваемого этажа от силы , — высота колонны.
Так как влияние перемещений узлов на расчетные моменты и усилия превышают 5%, то каркас смещаемый и его расчет необходимо вести согласно п. п.7,1,3,17-7,1,3,21 СНБ 5,03,01-02, Однако при этом требуется многократное вычисление критических сил во всех колоннах рам при различных комбинациях нагрузок. В связи с этим дальнейший расчет колонн выполняем, применяя требования норм, относящиеся к несмещаемым каркасам. Расчет выполняем согласно п. п.7,1,3,14-7,1,3,16 СНБ 5,03,01-02.
3.2 составление расчетных сочетаний нагрузок для подбора сечений надкрановой и подкрановой частей колонны
Расчетные сочетания нагрузок составляются следующим образом:
- нагрузка от собственного веса;
- доминирующая нагрузка (в нашем случае — крановая);
- остальные нагрузки с коэффициентом сочетания , принимаемым по таблице А.1 приложения А СНБ 5,03,01-02,
Расчетные комбинации усилий в сечениях рассчитываемой колонны.
|
Сечение |
I-I |
II-II |
|||||||||||||
|
Усилие |
M |
N |
V |
?N i |
?V i |
?T i |
Q |
M |
N |
V |
?N i |
?V i |
?T i |
Q |
|
|
№ загр. |
1,2 * |
1,2 * ,3 |
|||||||||||||
|
M MAX (N,V соотв) |
107.48 |
-817.75 |
-7.83 |
-2365.5 |
0 |
0.7 |
— |
199.84 |
-843.55 |
-37.83 |
-2365.5 |
-216.5 |
98.3 |
0.06 |
|
|
Сечение |
III-III |
IV-IV |
|||||||||||||
|
Усилие |
M |
N |
V |
?N i |
?V i |
?T i |
Q |
M |
N |
V |
?N i |
?V i |
?T i |
Q |
|
|
№ загр. |
1,2 * ,4 |
1,3 |
|||||||||||||
|
M MAX (N,V соотв) |
-181.43 |
-1082.55 |
26.97 |
2365.5 |
216.5 |
-96.9 |
0.059 |
1160.8 |
-1072.5 |
-123.8 |
-2145 |
-216.5 |
98.2 |
0.054 |
|
Расчетные нагрузки для расчета фундамента получаем из значений M, N, V для сечения IV-IV и делим на 1.4
M = 1160.8/1.4 = 829.14 кН. N = — 1072.5/1.4 = — 766.07 кН.
V = — 123.8/1.4 = — 88.43 кН.
Так как каркас во всех случаях смещаемый то:
4. Расчет колонны
4.1 расчет подкрановой части
На подкрановую часть колонны действуют:
N SD =1072.5 кН; MSD =1225.65 кН м.
Найдем усилия в ветвях колонны:
Выполним расчет арматуры в каждой ветви как во внецентренно сжатом элементе.
При симметричном армировании:
тогда:
Найдем по формуле
Так как то:
Так как то имеем случай больших эксцентриситетов.
Принимаем 2 стержня диаметром 20 мм A S ! =628 мм2 .
Расчет первой ветви:
При симметричном армировании:
тогда:
Найдем по формуле
Так как то:
Так как то имеем случай больших эксцентриситетов.
Принимаем 2 стержня диаметром 16 мм A S ! =402 мм2 .
4.2 расчет надкрановой части
Найдем случайный эксцентриситет:
выбираем максимальный эксцентриситет e a =29,83 мм.
Полный эксцентриситет равен:
тогда:
значит имеем случай больших эксцентриситетов
Принимаем 2 стержня диаметром 20 мм A S ! =628 мм2
Диаметры стержней поперечной арматуры которые следует принимать во внецентренно сжатых элементах устанавливаются в соответствии с п.11.2.28 в сварных каркасах — не менее диаметра, устанавливаемого из условия сварки с наибольшим, поставленным по расчету, диаметром продольной арматуры (22/3=8мм) и не более 14мм. Принимаем поперечную арматуру ?8 S240.
Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям в соответствии с п.11.2.21 в. При f yd ? 500 Н/мм2 шаг поперечной арматуры должен быть не более 400мм. И не более 15? = 20•8 = 1600мм в сварных каркасах.
5. Расчёт внецентренно нагруженного фундамента
Определим силу и момент на уровне подошвы фундамента и расчет представим в виде таблицы
|
Сочета-ния |
Усилия от колонны |
V H f |
Усилие от собств. веса стены |
Усилия на уровне подошвы фунд. |
|||||
|
M |
N |
V |
|||||||
|
1160,8 |
-1072,5 |
-123,8 |
-309,5 |
-148,28 |
-118,624 |
-856,476 |
-1220,78 |
||
|
829,14 |
-766,07 |
-88,43 |
221,08 |
-105,91 |
-84,73 |
-611,77 |
871,985 |
||
G CТ =2,5•1,2•12•1,15+13,4•12•1,35•0,5=148,28 кН
м.
Определение размеров подколонника.
Эксцентриситет:
Значит Принимаем
Высота подколонника
Ширина подколонника
Глубина заделки колонны в фундамент:
d C ?lbd , где ,
где
тогда
Где
Окончательно принимаем d C =950 мм. Глубина стакана с учетом бетонной подливки, dР =dC +50=950+50=1000 мм. Глубина заложения фундамента d=1.65 м. Общая высота фундамента d=2.65-0.15=2.5 м.
Определение размеров подошвы фундамента: определяем площадь подошвы фундамента:
принимаем соотношение размеров сторон подошвы фундамента равным:
тогда
Размеры в плане фундамента принимаем:
3м, тогда . Принимаем b f =2м.
Для подобранного размера фундамента должно выполняться условие:
где ,
Подбор армирования в фундаментной плите.
Определим давление под подошвой фундамента от расчетных нагрузок для подбора нижней сетки
Подбор поперечной арматуры подошвы фундамента:
Рассмотрим момент по грани уступа как для консольной балки:
По конструктивным соображениям принимаем 4 стержня диаметром 10 мм A S =314 мм2
Подбор арматуры в направлении короткой стороны по среднему давлению под подошвой фундамента:
По конструктивным соображениям принимаем 4 стержня диаметром 6 мм A S =93,2 мм2
Подбор поперечной арматуры подколонника:
Определим требуемую площадь сеток в одном уровне:
f ywd = 157 кПа для арматуры класса S240
Определим необходимую площадь сечения 1-го рабочего стержня (при 4-ех стержнях в каждой сетке).
Принимаем по конструктивным соображениям 4 стержня диаметром 10 мм A S =314 мм2
Подбор продольной арматуры:
где
S 0 — статический момент половины площади бетонного сечения относительно ц. т.
Для бетона класса C 25/30
По конструктивным соображениям площадь арматуры не менее 0.15% площади бетонного сечения по ширине. По ширине
По конструктивным соображениям принимаем 4 стержня диаметром 16 мм A S =616 мм2 . По длине
По конструктивным соображениям принимаем 4 стержня диаметром 14 мм A S =616 мм2
6. Расчёт предварительно напряженной балки покрытия
Исходные данные для проектирования
Номинальный пролет — ;
Шаг колонн и балок покрытия — ;
Район строительства — г. Минск;
Проектируемое здание относится ко II классу по степени ответственности. По СНиП 2.01.07-85 “ Нагрузки и воздействия “ коэффициент надежности по назначению .
По таблице 5.2 СНБ 5.03.01-02 принимаем класс ответственности по условиям эксплуатации ХС1. Минимальный класс бетона .
В соответствии с пунктом 6.1.2.3 СНБ 5.03.01-02 принимаем минимальный класс бетона .
Балка сборная — заводского изготовления. Принимаем бетон тяжелый по прочности на сжатие подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Принимаем марку смеси по удобоукладываемости — П1.
Натяжение арматуры осуществляется механическим способом на упоры стенда.
Средняя прочность бетона в момент передачи усилия предварительного обжатия на бетон (передаточная прочность) определяется как .
Прочность бетона в момент передачи усилия обжатия на бетон контролируется испытаниями контрольных кубов.
В качестве напрягаемой арматуры принимаем арматуру S1200 по ГОСТ 13840. Ненапрягаемая арматура сварных каркасов и сеток принята класса S400 — стержневая и класса S500 — проволочная. Монтажную арматуру принимаем класса S240.
Предельно допустимый прогиб среднего по длине балки сечения при действии постоянных и временных длительных нагрузок (с учетом выгиба от усилия предварительного обжатия) по таблице 19 приложения 10 СНиП 2.01.07-85 “ Нагрузки и воздействия “ составит
Предельно допустимое значение ширины раскрытия нормальных и наклонных трещин по таблице 5.1 СНБ 5.03.01-02 составит .
Расчетные характеристики материалов
Бетон C 30/37:
нормативное сопротивление бетона на осевое сжатие ;
гарантированная прочность бетона на осевое сжатие ;
передаточная прочность ;
;
по таблице 6.1 СНБ 5.03.01-02;
расчетное сопротивление бетона сжатию для первой группы предельных состояний составит
;
расчетное сопротивление бетона на растяжение для первой группы предельных состояний
;
расчетное сопротивление бетона сжатию для второй группы предельных состояний () составит
;
расчетное сопротивление бетона на растяжение для второй группы предельных состояний () составит ;
Модуль упругости бетона определяем по таблице 6.2 СНБ 5.03.01-02. В зависимости от марки смеси по удобоукладываемости он составит , но согласно примечанию окончательно модуль упругости бетона составит:
Арматура.
Предварительно напряженная арматура, Проволока
?6 ВрII
нормативное сопротивление напрягаемой арматуры ;
расчетное сопротивление напрягаемой арматуры по пункту 9.1.4 СНБ 5.03.01-02 составит
;
Ненапрягаемая арматура
S240 ; ; ;
S400 ; ; ;
S500 ; .
Определение нагрузок.
Постоянные нагрузки включают: вес кровли, теплоизоляционного ковра, вес железобетонных плит покрытия и собственный вес балки покрытия.
К временным нагрузкам относится вес снегового покрова. Согласно пункту 1.7 СНиП 2.01.07-85 “ Нагрузки и воздействия “ к длительно действующим нагрузкам относится снеговая нагрузка с пониженным нормативным значением, определяемым путем умножения полного нормативного значения на коэффициент 0,7 для II — го снегового района.
гдеs o — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемое в зависимости от района строительства. Согласно СНиП 2.01.07-85 карта 1 город Минск расположен во II-м снеговом районе. Нормативное значение снеговой нагрузки для него so 0,7 кПа;
м — коэффициент перехода от скатной кровли к горизонтальной поверхности. Для расчета балки принимается м = 1, так как б < 25°;
Таким образом, кратковременная нагрузка составит
Таблица 4
|
№ |
Вид нагрузки |
Нагрузка, кПа |
|||
|
Нормативная |
Расчетная при f =1 |
Расчетная при f >1 |
|||
|
1 |
Постоянная |
3.158 |
3.158 |
3.82 |
|
|
2 |
Временная: |
0,7 |
0,7 |
1,05 |
|
|
Полная |
3.858 |
3.858 |
4.87 |
||
Нормативная нагрузка от собственного веса балки . Частный коэффициент безопасности для собственного веса конструкций заводского изготовления . Тогда расчетная нагрузка составит .
Расчетные нагрузки на 1м. п. длины балки определяем без учета снеговых мешков (так как здание без зенитного фонаря).
Нагрузку на балку условно считаем равномерно распределенной по длине, так как количество сосредоточенных усилий в местах опирания плит покрытия более пяти.
Расчетные нагрузки на балку определяем с учетом коэффициента надежности по назначению здания .
Значения расчетных нагрузок на балку при :
расчетная нагрузка на балку от собственного веса конструкций
;
снеговая временная нагрузка :
полная нагрузка .
Значения расчетных нагрузок на балку при :
расчетная нагрузка на балку от собственного веса конструкций
;
снеговая нагрузка :
полная нагрузка .
Назначение ………..
