Одноэтажное каркасное промышленное здание из железобетона

Мой курсач лист2.dwg

ø22 S800 ГОСТ10884-94 L=29600
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=2040
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=590
ø5 S240 ГОСТ5781-82 L=230
ø5 S240 ГОСТ5781-82 L=360
ø16 S400 ГОСТ5781-82 L=3000
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=160
ø5 S240 ГОСТ5781-82 L=290
ø16 S400 ГОСТ5781-82 L=6000
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=120
ø14 S400 ГОСТ5781-82 L=1900
ø10 S400 ГОСТ5781-82 L=2100
ø10 S400 ГОСТ5781-82 L=2150
ø5 S240 ГОСТ5781-82 L=255
ø5 S240 ГОСТ5781-82 L=150
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=220
ø6 S500 ГОСТ10884-94 L=190
ø10 S400 ГОСТ5781-82 L=800
Одноэтажное каркасное промышленное здание
Белорусско-Российский Университет. "nгр.ПГС-021
Хомуты 6 S500 шаг 100
Одноэтажноое каркасное производственноое здание
Полуферма М1:50; узлы и сечения М1:15
СПЕЦИФИКАЦИЯ НА ФЕРМУ ФС1
S500 l=100 ГОСТ 5781-82
S500 l=180 ГОСТ 5781-82
S500 l=260 ГОСТ 5781-82
S500 l=310 ГОСТ 5781-82
S400 l=1700 ГОСТ 5781-82
S400 l=2150 ГОСТ 5781-82
S400 l=3700 ГОСТ 5781-82
S500 l=150 ГОСТ 5781-82
S400 l=25640 ГОСТ 5781-82
S500 l=70 ГОСТ 5781-82
S400 l=2170 ГОСТ 5781-82
S400 l=1550 ГОСТ 5781-82
S400 l=29640 ГОСТ 5781-82
S400 l=2985 ГОСТ 5781-82
S500 l=190 ГОСТ 5781-82
S500 l=320 ГОСТ 5781-82
К-19 l=29800 ГОСТ13840-68
Одноэтажное каркасное
ø22 Alll ГОСТ5781-82 L=29600
ø6 Al ГОСТ5781-82 L=2040
ø6 Аl ГОСТ5781-82 L=590
ø5 Врl ГОСТ5781-82 L=230
ø5 Врl ГОСТ5781-82 L=360
ø16 Alll ГОСТ5781-82 L=3000
ø6 Al ГОСТ5781-82 L=160
ø5 Врl ГОСТ5781-82 L=290
ø16 Alll ГОСТ5781-82 L=6000
ø6 Al ГОСТ5781-82 L=120
ø14 Alll ГОСТ5781-82 L=1900
ø10 Аlll ГОСТ5781-82 L=2100
ø5 Врl ГОСТ5781-82 L=255
ø5 Врl ГОСТ5781-82 L=150
ø6 Al ГОСТ5781-82 L=220
ø6 Al ГОСТ5781-82 L=190
ø10 Alll ГОСТ5781-82 L=800
Балочное перекрытие рабочей площадки
Схема расположения конструкций

Колонна и фунд.doc

4. Расчёт прочности колонны среднего ряда
Исходные данные для расчёта бетон тяжелый класса С1215 подвергнутый
тепловой обработке при атмосферном давлении fcd =333 МПа; [p
Продольная арматура класса S400 fYd = 365 МПа Еs=200(103 МПа.
Поперечная арматура (хомуты) класса S240 размеры сечения: b=500мм.
h1=600мм. h2=1200мм.
1 Надкрановая часть колонны
Подбор арматуры производим по расчетным усилиям сечения 2-2:
Радиус инерции сечения:
Расчетная длина надкрановой части колонны eff = 2(Н1(2(42=84 м.-
при учете крановой нагрузки; eff = 25(Н1(= 25(42=105 м – без учета
Так как eff i ( 8401732 = 48.5 > 14 необходимо учесть влияние
прогиба на эксцентриситет продольной силы.
Эксцентриситет продольной силы:
eo =137.61253.42=0109м.
Условная критическая сила равна:
где I с( 50(603 12 ( 9(105 см4
кlt( 1 + (1M1 Msd (4.4)
кet =1 + 1(23595 46349 (151
M1 ( M + N((h1 2 (с)
M1e (0+907152((062(0.04)(23595кНм
M1(1376+125342((062(004)(46349кНм
(e(eoh1(012706(0212>(emin(05(001(oh(001(fcd((b2=05(001(8406(
[pic]е(EsEcm(200(103205(103(976
(еIs=( ( b h1(h12-с)2(976·0004·50·60·(602-4)2=791731см4
Коэффициент (( 1 (1 ( N Ncr) ( 1 (1 ( 125342605331)(1261
e (0109·126+05·06-004=0397м
Граничное значение высоты сжатой зоны:
где ((085( 0008(fcd (b2 ( 085 ( 0008(85(135 ( 07582
Определяем площадь арматуры
Площадь сечения арматуры Аs(назначается по конструктивным
соображениям. Согласно СНБ минимальный процент армирования – 0.5%
Аs ( 0.005(b(d ( 0005(50(56 ( 14 см 2
Принимаем: 3(25 S400 с As ( 1473 см 2
Расчетная длина из плоскости изгиба о = 15(Н1(= 15(42=63м.
Радиус инерции сечения
Так как l’0i=63014.4=43.75(l0i=48.5 то расчёт не проводим.
2 Подкрановая часть колонны
Размеры сечения: ширина b = 500 мм высота h2 = 1200 мм с=с'=40мм
h =250мм полезная высота d = h ( c = 250 ( 40 = 210 мм с=950мм s=21м
Наибольшие расчетные усилия в сечении 4-4
Расчетная длина подкрановой части колонны о=15(Н2=15(144=216м.
Приведенный радиус инерции сечения в плоскости изгиба
Приведенная гибкость в плоскости изгиба
[pic](14 следовательно необходимо учесть влияние прогиба на несущую
eo =36009325848=011м.
Условная критическая сила:
M (11476((122(004)(64266кНм
M(36009+325848((122(004)(218484кНм
( ( 1 + 1(64266 214884 (129
(e(006712 = 006>(emin = 05(001((1290120)(001(85(135 (
Is=2·0015·976·50·25·(952)2=83(105 см4
Коэффициент ((1 (1 ( 3258481972198)(119
Усилия в ветвях колонны
Nbr = 3258482 ( 36009·1 190 95 = 162924 ( 45106кН
Nlr1 = 162924 - 45106=117818 кН – в наружной ветви
Nilr2 = 162924 + 45106=20803 кН – в подкрановой ветви
Мbr=2199·2154=1182 кН·м
eo=118220803=0006м=1см.
Принимаем: 3(25 S400 с A's ( 1473 см2
Поперечную арматуру принимаем из стержней класса S240 диаметром 6мм с
шагом s=300мм20d=20·16=320мм в местах стыковки каркасов надкрановой и
подкрановой частей колонны с шагом s=10d =160мм
Расчёт промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке
Mp=2199·2152=2364кНм
Сечение распорки арматуры прямоугольное
В=500мм h=700мм d=360мм.
Сечение распорки армируем двойной симметричной арматурой
Принимаем 3(10 S400 с А=236см2.
Поперечная сила в распорке
Vp=2·11820.95=2488кН
То поперечная арматура устанавливается конструктивно. Устанавливаем
хомуты (6 S240 с шагом 100мм.
Конструирование и расчет фундамента под колонну
Рассматриваем здание одноэтажное каркасное производственное.
Рассчитываем отдельностоящий сборный фундамент под двухветвевую колонну
среднего ряда размерами сечения в подкрановой части 1200·500.
Характеристики грунта по заданию Rо=360кПа.
Материал фундамента бетон класса C1215 fcd=85МПа. Для рабочих
стержней арматура S400 fud=365Мпа для подъёмных петельS240 fud=225МПа.
Нагрузки на фундамент.
В соответствии с приведенным расчетом расчетные усилия от колонны
действующие на уровне обреза фундамента; М=36009кНм. N=325848кН
Нормативные усилия с учетом усредненного коэффициента надежности по
2 Определение глубины заложения и высоты фундамента
Глубину заложения фундамента принимается в зависимости от глубины
промерзания грунта в неотапливаемых зданиях и минимальная глубина заложения
фундамента во всех грунтах кроме скальных рекомендуется принимать не
менее 05м от поверхности наружной планировки.
Глубина промерзания для города Новосибирска:
Глубина заложения фундамента:
d=1.2м + 015=1.35м>Нm
[pic] - отметка верха фундамента.
Принимаем двухступенчатый фундамент с высотой ступеней 300мм.
3 Определение размеров подошвы фундамента
Определим площадь фундамента по формуле
назначаем отношение сторон фундамента 08 тогда:
[pic]. Принимаем [pic]
[pic] Принимаем [pic]
Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций
также должны соблюдаться следующие условия
Краевые давления определяем по формуле:
где Nnf – нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его
Mnf – нормативный изгибающий момент в уровне подошвы фундамента
Lo – эксцентриситет продольной силы
т.к. [pic] то имеем трапециедальную эпюру давления грунта.
Условия выполняются следовательно принятые размеры фундамента
4 Расчет фундамента по прочности
Расчет на продавливание
Определяем рабочую высоту плитной части фундамента
где N-расчётное продольное усилие.
Р - отпор грунта [pic]
Минимальная высота плитной части фундамента из условия прочности на
где с - толщина защитного слоя
[pic] что меньше принятых 600мм.
5 Определение сечений арматуры фундамента
Расчетное давление грунта по подошве фундамента
где Mf – изгибающий момент от расчетных нагрузок на уровне подошвы
W – момент сопротивления подошвы фундамента [pic]
Расчетные изгибающие моменты определяем как для консольной балки
нагруженной давлением грунта.
где [pic]-расчетное давление грунта
Требуемое сечение арматуры
Принимаем арматуру параллельно длинной стороне 19(16 S400 Аs=3820мм
М=3820·100(3600·1170)=009% > Mmin= 005%
Арматура устанавливаемая параллельно меньшей стороне фундамента
Принимаем арматуру в направлении меньшей стороны фундамента 22(10мм
S400 Аs=15708мм2 с учетом минимального шага арматуры.
М=15708·100(4200·1170)=0075% > Mmin= 005%
6 Расчет подколонника
Расчет на внецентренное сжатие выполняют для коробчатых сечений на
уровне дна стакана и в месте примыкания его к плитной части фундамента.
Рассматриваемое сечение 4-4 приводим к эквивалентному тавровому
00·1200мм. Толщина защитного слоя 60мм b=b2-bc=1200-500=700мм hf=(l2-
l1)2=(1800- 1200)2=300мм d=h-0.5(-c=1800-0.5·16-60=1732мм.
Расчетные усилия в сечении Vl-Vl c учетом веса подколонника и части
начальный эксцентриситет продольной силы
Расчетный эксцентриситет
Определяем положение нулевой линии сечении при внецентренном сжатии
[pic] то нейтральная линия проходит в полке и сечение рассматриваем как
Площадь сечения продольной арматуры
Продольная арматура по расчету не требуется назначаем сечение
арматуры по минимальному проценту армирования 005%.
Принимаем с каждой стороны подколонника 6(16 S400 с As=1206 мм2.

Мой курсач.dwg

Белорусско-Российский Университет. "nгр.ПГС-021
Одноэтажное каркасное промышленное здание
Схема расположения элементов каркаса плита П1 спецификация элементов.
Схема расположения элементов каркаса
S240 l=180 ГОСТ 5781-82
S240 l=2850 ГОСТ 5781-82
S240 l=80 ГОСТ 5781-82
S1200 l=5960 ГОСТ 10884-81
S240 l=5930 ГОСТ 5781-82
S240 l=2880 ГОСТ 5781-82
S500 l=5930 ГОСТ 10884-94
S240 l=435 ГОСТ 5781-82
S240 l=350 ГОСТ 5781-82
СПЕЦИФИКАЦИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
S240 l=1340 ГОСТ 5781-82
S400 l=15340 ГОСТ5781-82
S400 l=5590 ГОСТ 5781-82
S240 l=2240 ГОСТ 5781-82
S400 l=1160 ГОСТ 5781-82
S240 l=1560 ГОСТ 5781-82
S400I l=3510 ГОСТ 5781-82
S400 l=4110 ГОСТ 5781-82
S400 l=1080 ГОСТ 5781-82
S400 l=1780 ГОСТ 5781-82
S400 l=1130 ГОСТ 5781-82
S240 l=200 ГОСТ 5781-82
S240 l=470 ГОСТ 5781-82
S240 l=570 ГОСТ 5781-82
Фундамент Ф1 колонна К1

Ферма.doc

6. Расчет железобетонной сегментной фермы
1 Данные для проектирования фермы.
Требуется рассчитать и сконструировать предварительно напряженную
сегментную ферму для кровли крайнего пролета одноэтажного двухпролетного
здания пролетом 30 м при шаге ферм 6 м. Схема фермы и основные
геометрические размеры применительно к типовым фермам. Размеры панелей
приняты под плиты покрытий шириной 3 м. Предварительно напряженный нижний
пояс армируется стержневой арматурой класса S800 с электротермическим
натяжением на упоры (fyd=680МПа Es=19.104 МПа). Верхний пояс и элементы
решетки (раскосы и стойки) армируются сварными каркасами из стали класса
S400 (fyd=fywd=365 МПа Es=2.105 Мпа хомуты класса S500). Ферма
изготовляется из бетона класса C2025 (fcd=19.5 Мпа fck=1.3 МПа Ec=31.103
МПа fctd=24.5 МПа) бетонирование поясов и решетки выполняется
одновременно твердение бетона с пропариванием.
2 Определение нагрузок на ферму.
Ширину панелей принимаем 3 м с таким расчетом чтобы ребра плит
покрытия опирались в узлы верхнего пояса. Высота фермы в середине пролета с
учетом типовых форм принята 3450 мм что составляет НL=3.4530=18.7.
Ширина сечения поясов b x h = 25 x 22. Сечение раскосов принято 220 x 150
Подсчет нагрузок. Распределение снеговой нагрузки в пролете фермы
рассмотрено в двух вариантах: кратковременно действующая длительно
действующая с коэффициентом 03 – для г. Новосибирска
Таблица 12 – Подсчет нагрузок на покрытие
Вид нагрузки Нормативная Коэфф. Расчётная
нагрузка кНм² надёжности нагрузка
Постоянная от веса покрытия:3 - 3135
Собственный вес фермы
Временная от снега: 3521·095=334 - 454
- кратковременная (полная)
lll р.=1000 Нм2 1000·095=950 15 1425
длительная (с коэф. 03) 300·095=285 15 427
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
- снеговая кратковременная: [pic]
- снеговая длительная [pic]
Узловые нормативные нагрузки:
3 Определение усилий в элементах фермы.
Продольные усилия в ферме определяем методом сечений и методом
вырезания узлов считая расчетную схему с шарнирным соединением в узлах.
Предварительно определяем усилия в ферме от единичной нагрузки.
Рисунок 15 – К расчету усилий в ферме
По очереди вырезая узлы и рассматривая сечения определяем усилия во
всех стержнях фермы. Для этого проектируем все силы на ось X и ось Y.
Усилия в элементах фермы от единичной нагрузки заносим в таблицу 13.
Усилия от нагрузок получают умножением единичных усилий на значение
узловых нагрузок. Эти усилия определяют от нормативных и расчетных
постоянной и снеговой нагрузок. Результаты расчета сведены в таблицу 13.
Таблица 13 – Усилие стержней фермы от единичной нагрузки
Элемент фермы Усилия кН Примечание
Верхний пояс Знаки усилий
b-2 -11.18 растяжение
c-3 -10.52 (-) – сжатие
4 Расчет элементов фермы.
Расчет железобетонной фермы состоит из расчета сечения верхнего пояса
сечения нижнего пояса и сечения элементов (раскосы стойки) фермы.
Расчет верхнего сжатого пояса.
При узловой передаче нагрузки верхний пояс рассчитывается как
центрально-сжатый элемент по наибольшему усилию Na-1.
Ширину сечения верхнего пояса фермы принимаем 250 мм и равной ширине
сечения нижнего пояса из удобства изготовления.
Назначаем размеры сечения верхнего пояса с учетом существующих типовых
b x h = 25 x 22 = 550 см2>521.17 см2.
Определяем начальный случайный эксцентриситет:
Принимаем е0=еа=1 см.
Определяем расчетную длину leff в плоскости фермы из условия:
Вычисляем наибольшую гибкость сечения:
Необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила равна:
где I ( 25(22312 (2218333 см4.
(e ( eoh( 122(0045 (emin(05(001(effh(001fcd =
= 05(001.24022(001(195(02 принимаем (02.
[pic](EcEs(19(105031(105(613
Граничное значение высоты сжатой зоны:
где ((085( 0008(fcd((( 085 ( 0008(195 ( 071
Граничное значение высоты сжатой зоны бетона:
Определяем площадь арматуры
Принимаем: 4(16 S400 с AS=804 см2.
Расчет нижнего пояса.
Расчет по предельным состояниям первой группы на прочность.
Максимальное расчетное усилие согласно таблице 7.3 принимаем N4-f
N=1200.895.095=114085кН. Определяем площадь сечения напрягаемой арматуры:
При применении стержней класса S800:
Принимаем 4(22 S800 As=152 см2.
Расчет по предельным состояниям второй группы.
Согласно СНБ конструкции со стержневой арматурой класса S500 —
относятся к третьей категории. Соответственно этой категории и выполняют
расчет при действии расчетных или нормативных нагрузок. При расчете нижнего
пояса на трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты
возникающие в результате жесткости узлов введением опытного коэффициента.
Расчетное усилие равно:
где 12 — коэффициент для приближенного пересчета. Расчет нижнего
пояса по образованию и раскрытию трещин сведен в таблицу 14. Результаты
расчета подтверждают что принятые размеры сечения нижнего пояса и его
армирование удовлетворяют условиям расчета по первой и второй группам
предельных состояний.
Таблица 14 – Расчет нижнего пояса по образованию и раскрытию трещин
Вид расчета Формула Данные для расчета при
Стержнями класса S800
Расчетное усилие N кН γf>1 1140.85
Приведенное сечение см2[pic] [pic]
Принятые характеристики:
- напряжение при sp 09.785=700
- прочность бетона при
обжатии МПа; fct=0.7C 07.35=2451
-коэф. точности γsp 09
Расчет по образованию трещин
Подсчет первых потерь
напряжения арматуры:
- от релаксации [pic]
напряжений стали МПа [pic] [pic]
- от темп. перепада [pic]
- от деформации анкеров
Усилие обжатие бетона [pic] [pic]
Напряжение обжатия bp=P1Ared 81200064300=120.6
бетона от силы P1 МПа
Отношение [pic] 126245=05α=0.8
Потери от деф. бетона [pic] [pic]
из-за быстронатекающей
Суммарные значения los1=1+2+3+6 50+81.2+34.6+14=179.8
Напряжения в арматуре за01=sp- los1 700-179.8=520.2
вычетом первых потерь
Усилие предварительного P01= l01Asp.0.1 79070064300=12.3
обжатия бетона с учетом
Подсчет вторых потерь
- от усадки бетона 8 35
- от ползучести бетона 9=0.85.150.ckfck 0.85.150.126245=051
Суммарное значение los2= 8+ 9 36+65=100
Полные потери МПа los= los1+ los2 1798+100=2798100
Напряжение в арматуре за02= sp- los 700-279.8=420.2
вычетом всех потерь МПа
Расчетное отклонение [pic] [pic]
механическом способе
Полное усилие обжатия [pic] [pic]
Усилие воспринимаемое [pic]As – продольная [pic][pic]
сечением нормальным к арматура огибающих
продольной оси элементасеток
при образовании трещин (8 ( 6 S500) Аs=2.26
Так как NnNcrc то трещиностойкость сечения обеспечена и расчет на раскрытие
Расчет элементов решетки.
Рассмотрим стойку 2-3 которая подвергается растяжению максимальным
усилием [pic]=28078 кН [pic]=21422 кН. Сечение раскосов и стоек 22X15
см арматура класса S500 fyd=365 МПа.
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности:
принимаем 4 ( 16 S400 Аs=8.04 см2. Процент армирования:
Определяем ширину длительного раскрытия трещин aсгс при действии
усилия от постоянных и длительных нагрузок учитываемых с коэффициентом 1:
γfm=12 - средний коэффициент надежности по нагрузке для пересчета
расчетных усилий в нормативные.
Принятое сечение стойки по длительному раскрытию трещин удовлетворяет
Остальные растянутые раскосы и стойки для которых по таблицы 7.3
значение усилия меньше армируем конструктивно 4 ( 14 S400 Аs=616 см2.
Процент армирования:
Несущая способность сечения Nc=365.102.6.16=224.84кН> [pic]=173.72 кН.
Рассчитываем наиболее нагруженный сжатый раскос 3-4 [pic]=19493 кН
[pic]=14872 кН. Геометрическая длина раскосов [pic] расчетная
leff=09.4=3.2 м. Расчет раскосов ведут как внецентренно сжатых элементов с
учетом случайного эксцентриситета:
Расчет следует выполнять с учетом влияния прогиба на значение эсцент-
риситета продольной силы. Принимаем симметричное армирование сечения
Требуемая площадь сечения арматуры:
где S0=0.5.b.h2=0.5.22.152=2475 см2
Принимаем из конструктивных соображений 4 ( 10 S400 Аs=314
Аналогично конструктивно армируем все остальные сжатые раскосы так
как усилия в них меньше чем для раскоса 3-4.

Титульник.doc

Министерство образования Республики Беларусь
Министерство образования и науки Российской Федерации
Государственное учреждение высшего профессионального
БЕЛОРУССКО-РОССИЙСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра «Строительные конструкции здания и сооружения»
по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: «Одноэтажное каркасное промышленное здание»
Пояснительная записка

Литература.doc

СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции». 2. Пособие по
проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких
бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). М.
СНиП 2.01.07-05. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. М. 1966.
Голышев А.В. Бачинский В.Я. и др. Проектирование железобетонных
конструкции. К.. Будвельнйк 1985.
Кудэис А.П. Железобетонные и каменные конструкции. Часть 12. М.. Высшая
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. М.
ГОСТ 21.503-80. Конструкции бетонные и железобетонные (рабочие чертежи).

Рама.doc

В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается железобетонный
каркас одноэтажного 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
03.01-02 Бетонные и железобетонные конструкции.”
При пролетах 182430 м в качестве ригеля целесообразно использовать
железобетонные фермы. По своему очертанию фермы могут быть сегментными
арочными полигональными-с ломанным поясом или с параллельным
Колонны могут быть прямоугольного двутаврового кольцевого сечения и
двухветвевые. Типовые колонны делают прямоугольного сечения или сквозными
как менее трудоемкие.
Применявшиеся ранее железобетонные подкрановые балки были очень
недолговечны и быстро выходили из строя вследствие плохого восприятия
динамической нагрузки. Сейчас они полностью вытеснены стальными
подкрановыми балками поэтому в проекте расчет балки не проводим.
Компановка и проектирование основного варианта констуктивного решения
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 и расстоянием от
головки кранового рельса до низа конструкций покрытия.
Принимаем высоту до головки подкранового рельса 150 м.
Высота нижней части колонны
где H’- высота до головки подкранового рельса.
hпб - высота подкрановой балки принимаем 12 м
hр - высота подкранового рельса принимаем 012 м
а1-расстояние от уровня пола до обреза фундамента 015 м
Н2 (150–(12+012)+015=1383 м ; принимаем Н2 =144 м (кратно 600
Тогда новая отметка верха подкранового рельса составит:
hр=144+12+012 – 015=1557м.
Определяем высоту надкрановой части колонны
где Нкр - высота мостового крана 240 м
а2 - зазор от крана до низа стропильных конструкций принимаем 01 м
Н1=240+(12+012)+01=382 м ; принимаем Н1 =42 м (кратно 600 мм)
Высота колонны H составляет: Н= Н2+Н1
Высоту помещения принимаем H[pic]=186 м
Привязку крайних колонн к разбивочным осям принимаем 025 м
Определяем размеры сечения колонн:
Для крайней колонны в подкрановой части должна составлять не менее
0·Н2 т.е. 14410=144 м принимаем высоту сечения h2=15 м. Ширину
сечения принимаем в=05 м. В надкрановой части из условия опирания фермы
также принимаем h1=05 м
Для средней двухветвевой колонны в подкрановой части общую высоту
сечения можно назначать так чтобы ось ветвей совпадала с осью подкранового
пути. Принимаем высоту сечения одной ветви 025 м тогда h2=025+15=175м.
Ширину сечения назначаем 50 см
Однако при кранах небольшой грузоподъемности (20-30т) или небольшой
отметке кранового рельса (9-15м) в целях уменьшения высоты сечения
допускается смещение оси подкрановой балки с оси ветви колонны. Принимаем
В надкрановой части из условия опирания ферм принимаем h1=06 м в=05
Глубину заделки колонны принимаем большим из двух значений:
Н[pic]3=05+033·150=0995 м > Н[pic]3=15·05=075 м.
Принимаем глубину заделки колонны Н3=1 м тогда полная высота
колонны составит : НП= Н + Н3=186+1=196 м.
Определение 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 комбинаций их 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
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 Определение нагрузки от собственного веса конструкции
Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия которое может быть
тяжелым или легким утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте
применяется тип покрытия жб плиты.
Покрытие состоит из жб плит опирающихся непосредственно на балки
пароизоляции теплоизоляционного слоя водоизоляционного ковра защитного
слоя. защитным. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных
элементов его значения которых сведены в таблицу:
Таблица 1 «Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 покрытия»
№ Наименование нагрузки Нормативная(f Расчетная
Железобетонная ребристая 2050 135 2767
плита с учётом заливки швов
Обмазочная пароизоляция 005 135 0067
Утеплитель 04 135 054
Цементно-песчаная стяжка 04 135 054
Рулонный ковёр 015 135 0202
Расчётное опорное давление от покрытия и от фермы
где q – нагрузка от покрытия
аL – шаг колонн и пролет (м)
G – нагрузка от фермы
Расчётная нагрузка от веса покрытия с учётом коэффициента надёжности
по назначению здания [pic]=095 : нагрузка на крайнюю колонну и нагрузка на
F1 =(3708+10665)·095=45358 кН
F2=45358·2=907155 кН
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая
на колонну выше отметки 144 м
где [pic]-вес 1м2 стеновых панелей
q- вес 1м2 остекления
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей предаваемая на фундаментную
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок
где q-вес подкрановой балки
Расчётная нагрузка от веса колонн определяется по формуле: [pic]
Крайние колонны подкрановая часть
Крайние колонны надкрановая часть
Средние колонны надкрановая часть
Средние колонны подкрановая часть
3 Временная нагрузка
Расчетная погонная снеговая нагрузка на крайние колонны определяется
где so — нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной
поверхности земли принимаемая в зависимости от района
строительства. Для города Новосибирска - нормативное значение
— коэффициент учитывающий конфигурацию покрытия; для расчета рамы
γf — коэффициент надежности по нагрузке для снега принимаемый в
зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса покрытия к
нормативному значению веса снегового покрытия. принимаем γf = 1.5;
L — пролёт стропильных конструкций.
Определим расчетную снеговую нагрузку на крайнюю колонну
Fs (15·10(603002)15095=19232 кН
Для средней колонны:
F’s (19232 ·2=38475 кН
Скоростной напор ветра для города Новосибирска высотой до 10м от
поверхности земли k=065; w0 =380 Нм2; то же высотой до 20м при
коэффициенте учитывающем изменение скоростного напора по высоте k=085.
В соответствии с линейной интерполяцией нагрузка на высоте 216 м
То же на высоте 144 м
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно
распределённым эквивалентным по моменту в заделке колонны длиной 216 м.
При условии Н2·L=2162·30=036 05 значение аэродинамического
коэффициента для наружных стен с наветренной стороны се =+08 с
подветренной стороны се’=-05
Расчётная равномерно распределённая нагрузка колонны до отметки 216 м
при коэффициенте надёжности по нагрузке =14
с наветренной стороны
с подветренной стороны
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 216 м
Вес поднимаемого груза Q=300 кН пролёт крана Lк=30-2*075=285 м
база крана грузоподъёмностью 2305т. В=63 м расстояние между колёсами
К=51 м вес тележки Gт=87 кН максимальное давление на колесо крана
Рисунок 1 «Линия влияния давления на колонну»
Расчётное максимальное давление на колесо крана
Fmax=280·135·095=3591 кН
Минимальное давление колес крана можно определить по формуле
Fmin = (Q + G)n0 ( Fmax
где G — полный вес крана с тележкой;
Fmin =(300+410)2-280=75 кН
Расчётное минимальное давление на колесо крана: Fmin
Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с
коэффициентом сочетаний [pic]: Dma
на противоположную колонну:
где 0.85 —коэффициент сочетаний при совместной работе двух кранов для
групп режимов работы кранов 1К–6К;
Fmax — наибольшее вертикальное давление колес на подкрановую
Dmin=085(9619((10+08+015)=15943 кН.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырёх кранов- на
среднюю колонну с коэффициентом сочетаний усилий [pic]
Dmax=07·2·3591·195=980343 кН
Dmin=07·2·9619·195=18382 кН
Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных
кранов при поперечном торможении равно: Т=085Тmax yi
Т=1241·085·195=2059 кН
Статический расчет поперечной рамы цеха
Расчёт рамы выполняем с помощью ЭВМ.
Результаты расчетов приводим в нижеследующих таблицах.
Таблица 2 « Усилия от постоянной нагрузки»
Усилия По оси А По оси Б По оси В
N1-1 -45356 -90715 -45356
N2-2 -45356 -90715 -45356
N3-3 -68997 -11476 -68997
N4-4 -68997 -11476 -68997
Рисунок 2 - Усилия от постоянной нагрузки
Таблица 3 «Снеговая нагрузка»
N -19232 -384744 19232
Рисунок 3 - Снеговая нагрузка
Таблица 4 « Ветровая нагрузка слева»
М2-2 2328 6164 3774
М3-3 2328 6164 3774
М4-4 35396 27295 32341
V3-3 -9473 -14406 -1143
V4-4 -36451 -14406 -2824
[pic] [pic] W=228 кН
Рисунок 4 - Ветровая нагрузка слева
Таблица 5 «Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Dmax на левой
М2-2 -10843 7345 3502
М3-3 33793 -4612 3502
М4-4 -3397 20572 15508
N3-3=N4-4 -59521 -15943 0
V3-3 2583 -1748 -834
V4-4 2583 -1748 -834
Рисунок 5 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Dmax на левой
Таблица 6 «Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Дмакс на
М2-2 -7345 10843 3502
М3-3 4612 -33793 3502
М4-4 -20572 3397 15508
N3-3=N4-4 15943 -59521 0
Рисунок 6 - Крановая вертикальная нагрузка от двух кранов с Дмакс на
Таблица 7 « Крановая нагрузка от четырёх кранов на средней колонне»
N3-3=N4-4 -18382 -196068 -18382
Рисунок 7 - Крановая нагрузка от четырёх кранов на средней колонне
Таблица 8 « Усилия в крайних колоннах от крановой нагрузки Т=2059
М2-2 -1718 2218 2218
М3-3=М2-2 -1718 2218 2218
М4-4 12715 9821 9821
Рисунок 8 - Усилия в крайних колоннах от крановой нагрузки Т=2059 кН
Таблица 9 «Тормозная сила на средней колонне»
М2-2 2218 -1718 2218
М3-3 2218 -1718 2218
М4-4 9821 12715 9821
Рисунок 9 - Тормозная сила на средней колонне
Таблица 10 « Комбинация нагрузок и расчётные усилия в сечениях средней
Нагрузка Ном[piСечения колонны
Мmах 91.25 907.15 61.64
Mmax 137.6 1253.42 55.48
7.6 1253.42 40.01 3258.48 360.09 3258.48 21.99

Плита.doc

3. Расчет предварительно напряженной плиты покрытия
Материалы плиты -- бетон класса С3037. В качестве напрягаемой арматуры
применена арматура класса S1200. Ненапрягаемая рабочая арматура полки
класса S500 поперечного ребра S400. Поперечная арматура принята класса
1 Расчет и конструирование полки
Таблица 11- Нагрузка на полку плиты
Наименование нагрузки НормативнаКоэффициеРасчетная
Постоянная: 015 135 0202
-рулонное покрытие 04 054
-цп стяжка (20мм р=2000) 04 054
-утеплитель 005 0067
-пароизоляция 0625 0844
-полка плиты (0025·2.5·10)
Итого постоянная: 1625 135 2194
Временная от снега: 15
- кратковременная 07 105
Полная: 2325 Р=3244
Расчетную модель полки ребристой панели принимаем в виде одной ячейки
плиты с защемлением по четырем сторонам в рёбрах и с расчетными пролётами
в свету между рёбрами
Lmax=1210 Lmin=1180мм.
Рисунок 10 – Определение расчетного пролета полки.
Т.к. λ=228>2 плита работает кок многопролетная неразрезная балка.
Плита при таком соотношении сторон в предельном состоянии имеет
примерно такую же схему разрушения как и квадратная плита.
На этом основании рассматриваемую плиту целесообразно армировать с
рабочей арматурой в одном направлении вдоль плиты покрытия располагая
арматуру посередине плиты (h 50мм).
Наибольший момент будет но середине расстояния между поперечными
Определяем требуемую площадь сечения рабочей арматуры для полосы плиты
Принимаем 8 стержней 3мм S500 с Аs =0565см2.
Всего на З м приходится 25 стержень 3мм.
В поперечном направлении устанавливаем распределительную арматуру 3мм
с шагом 200мм. Арматуру в обоих направлениях объединяем в арматурную сетку
С-1 посредством точечной электросварки.
В опорных сечениях полки устанавливаем аналогичные сетки С-2 из 5
S500 с размерами ячеек 100х100мм сетки С-2 соединяют с сетками С-1
Поперечные рёбра частично защемлены в продольных рёбрах силой
сопротивления кручению. Пренебрегая этим частичным защемлением расчетную
схему поперечного ребра принимаем в виде простой балки таврового профиля с
защемленными опорами и пролётом в свету между продольными ребрами 2=2.7м.
Схема нагрузок зависит от соотношения сторон ячейки полки. В нашем случае
=1.21м 2=27м; 2. Принимаем нагрузку по схеме рис. 22.
Рисунок 11 – Расчетная схема поперечного ребра
Рисунок 12 - Поперечное ребро
Величину нагрузки с треугольной допускается заменять но эквивалентную
равномерно распределенную.
Определяем погонную нагрузку на ребро:
-от собственного веса выступающей части:
-от веса слоев перекрытия и временной нагрузки
Величина расчетного изгибающего момента в середине пролёта плиты :
Расчетная поперечная сила на опорах:
Ширину свесов полки включаемых в расчёт определяем по формулам:
При наличии ортогональных ребер или при значительной толщине полки:
Принимаем меньшее [pic]
Расчетная ширина сжатой полки:[pic]
Расчетная ширина ребра : [pic]
Рисунок 13– Расчетное сечение поперечного ребра
[pic] => арматура в сжатой зоне не требуется.
Принимаем 114 S400 с Аs=1.54 см2
Максимальная поперечная сила которую может выдержать бетон :
[pic] - коэффициент учитывающий снижение прочности бетона при сжатии в
условиях растяжения определяемый по формуле:
z = 0.9·d - плечо внутренней пары сил
- угол наклона сжатых подкосов.
Следовательно поперечная арматура па расчету не требуется. Сечение
армируем конструктивно. Максимальный шаг поперечных стержней
Smax=06·d=06·117=702мм.
Принимаем 8 S240 с Аs=0503 см2 При этом принятая из расчёта площадь
поперечной арматуры должна удовлетворять условию :
В соответствии с требованиями норм проверку железобетонных элементов
по прочности наклонного сечения производят из условия:
Расчетную схему продольного ребра принимаем в виде простой балки
таврового приведенного профиля с шарнирными опорами и пролетом между
серединами опорных контактных площадок.
Расчётный пролет плиты равен:
где I- конструктивная длинна плиты;
bоп - ширина площадки опирания.
Ширина свесов полки включаемых в расчет:
-при наличии ортогональных рёбер
Расчетная ширина ребра: b = 028м.
Рабочая высота сечения: d = h - c = 0.45 - 0.035 = 0.415м.
Рисунок 14 - Расчётное сечение продольного ребра
-от веса слоёв перекрытия и временной нагрузки:
Величина расчётного изгибающего момента в середине пролёта плиты:
Расчётная поперечная сила на опорах:
Предварительное напряжение следует назначать с учетом допустимых
отклонении значения предварительного напряжения р таким образом чтобы для
стержневой и проволочной арматуры выполнялись условия:
Предварительное напряжение назначаем:
Значение р при электротермическом способе определяется по формуле:
- длина натягиваемого стержня (расстояние между наружными гранями
Коэффициент точности натяжения арматуры:
С учетом точности натяжения:
Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
- характеристика сжатой зоны бетона
[pic] напряжения от неупругих относительных деформаций
напрягаемой арматуры:
[pic] [pic]принимаем = 0.
[pic] следовательно fpd необходимо использовать с [pic].
[pic]-для арматуры S1200 = 11
Требуемая площадь арматуры:
Принимаем 2ст 14мм S1200 с А5 = 308 см2.
Выполняем расчет продольного ребра по наклонному сечению. Расчет
выполняем по стержневой модели.
Максимальная поперечная сила которую может выдержать бетон:
Следовательно поперечная арматура по расчёту не требуется. Сечение
армируем конструктивно. Максимальный шаг поперечных стержней Smax = 0.6·d
= 06·415 = 245мм. Принимаем 100мм. Площадь поперечной арматуры находим по
Принимаем 212 S240 с Аs=23 см2 При этом принятая из расчёта площадь
4 Определение геометрических характеристик приведенного сечения.
Отношение модулей упругости:
- для напрягаемой арматуры:
-для ненапрягаемой арматуры
Площадь приведенного сечения:
Статический момент инерции приведенного сечения относительно нижней
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
Момент инерции приведенного сечения:
Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней грани:
- то же. по верхней зоне:
Расстояние от верхней ядровой точки до центра тяжести приведенного
Расстояние от нижней ядровой точки до центра тяжести приведенного
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне для
тавровых сечений с полкой в сжатой зане [pic]
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии
изготовления и обжатия панели для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне
при bfb > 2 и h’’fh 0.2 [pic]:
Жесткость плиты в сечении без трещин в растянутой зоне:
5 Определение потерь предварительного напряжения
Начальное растягивающее предварительное напряжение не остается
постоянным а с течением времени уменьшается независимо от способа
натяжения арматуры на упоры или на бетон. Согласно нормам все потери
напряжения разделены на две группы: первые потери - происходящие при
изготовлении элемента и обжатии бетона и вторые потери - после обжатия
технологические потери (первые потери в момент бремени t=t0)
- Потери от релаксации напряжений арматуры пир электротермическом
способе натяжения для стержневой арматуры:
- потери от температурного перепада определяемого как разность
температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства
воспринимающего усилие натяжения при прогреве бетона следует
рассчитывать по формуле:
где [pic] - разность между температурой нагреваемой арматуры и
неподвижных упоров (вне зоны прогрева воспринимающих усилие натяжения. °С
. при отсутствии точных данных допускается принимать [pic]=65°С.)
- потери от деформации анкеров расположенных в зоне натяжных
устройств при электротермическом способе натяжения равны нулю[pic]
- потери вызванные проскальзыванием напрягаемой арматуры в анкерных
устройствах происходящие на длине зоны проскальзывания при натяжении на
упоры не учитываются.
- потери вызванные деформациями стальной формы при
электротермическом способе натяжения в расчете не учитываются. т к они
учтены при определении полного удлинения арматуры.
- потери вызванные трением арматуры о стенки каналов или о
поверхность бетона конструкций при данном способе изготовления конструкции
будут отсутствовать.
- потери вызванные трением напрягаемой арматуры об огибающие
приспособления так же не учитываются при данном методе натяжения арматуры.
-потери вызванные упругой деформацией бетона при натяжении на упоры
определяем по формуле;
Ро.г - усилие предварительного напряжения с учетом потерь
реализованных к моменту обжатия бетона.
Усилие предварительного обжатия Рмо к моменту времени t=t0
действующее непосредственно после передачи усилия предварительного обжатия
на конструкцию должно быть:
Для элементов с натяжением на упоры:
Эксплуатационные потери (вторые потери в момент времени t>t0:
-Реологические:[pic]
[pic] - ожидаемые относительные деформации усадки бетона к моменту
времени t > 100 суток;
[pic] - физическая часть усадки при испарении из бетона влаги
определяемая по табл. 6.31 при [pic] и [pic] [pic].
[pic] - химическая часть усадки обусловленная процессами твердения
[pic]- коэффициент ползучести бетона за период времени от t0 до t=100
[pic] - напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой
практически постоянной комбинации нагрузок включая собственный вес;
[pic]- начальное напряжение в бетоне на уровне центра тяжести
напрягаемой арматуры от действия усилия предварительного обжатия (с учётом
технологических потерь t= t0 ).
[pic] изменение напряжений в напрягаемой арматуре в расчётном сечении
вызванные релаксацией арматурной стали определяем по табл.9.21 в
зависимости от уровня напряжений [pic] принимая[pic] [pic] -
напряжения в арматуре вызванные натяжением (с учетом технологических
потерь t=t0) и от действия практически постоянной комбинации нагрузок;
для [pic] и для третьего релаксационного класса арматуры потери
начального предварительного напряжения составляют 15% тогда
Среднее значение усилия предварительного обжатия Рm.t ! в момент
времени t>t0 ( с учетом всех потерь) не должна быть большим чем это
установлено условиями:
6 Расчёт плиты по второй группе предельных состояний
Расчёт по образованию трещин.
Расчёт трещиностойкости сечений нормальных к продольной осд изгибаемых
элементов. следует производить из следующего условия :
Мsd - расчётный момент действующий в сечении;
МСГ- момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси
элемента при образовании трещин и определяемый по формуле:
[pic]- момент сопротивления бетонного сечения определяемый
Условие не соблюдается следовательно необходим расчёт па раскрытию
Расчёт по раскрытию трещин.
Согласно 1 расчёт по раскрытию трещин следует производить из
Wk - расчётная ширина раскрытия трещин;
Wk.lim - предельно допустимая ширина раскрытия трещин принимаемая
согласно табл.5.1 1. Для предварительно напряжённых конструкций = 02мм.
[pic] коэффициент учитывающий отношение расчетной ширины раскрытия
трещин к средней; при расчете ширины раскрытия нормальных трещин
образующихся от усилий вызванных соответствующей комбинацией нагрузок
принимается равным 1.7;
[pic]средние относительные деформации арматуры определяемые при
соответствующей комбинации нагрузок;
[pic]- относительная деформация растянутой арматуры в сечении с трещиной
[pic]- коэффициент учитывающий неравномерность распределения относительных
деформаций растянутой арматуры на участках между трещинами величину
которого следует определять по формуле :
[pic] - коэффициент принимаемый равным для стержневой арматуры
[pic] - коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки
равным при действии длительно действующих нагрузок 05;
Отношение [pic]допускается принимать при изгибе МсrМsd.
Srm - среднее расстояние между трещинами:
к1 - коэффициент учитывающий условия сцепления арматуры с бетоном для
стержней периодического профиля принимается равным 08;
к2 - коэффициент учитывавший вид напряжённо-деформированного состояния
элемента и принимаемый равным при изгибе 05;
кs кp- коэффициенты для стержней периодического профиля принимаются
ds dp - соответственно диаметры ненапрягаемой и преднапряженной арматуры
n - общее количество стержней напрягаемой и ненапрягаемой арматуры.
Расчёт прогиба плиты
Предельно допустимые прогибы элементов железобетонных конструкций
устанавливаются с учетом технологических конструктивных и эстетических
Для перекрытий с плоским потолком пролетом [pic][pic].
Прогиб плит определяют по приближенной формуле:
Кривизну изгибаемых элементов без напряжения вычисляют по формуле:
где Msd – максимальный изгибающий момент от полной расчетной нагрузки;
z – расстояние от центра тяжести площади сечения арматуры до точки
приложения равнодействующей в сжатой зоне бетона:
Определим относительную высоту сжатой зоны бетона [pic]
предварительно вычислив [pic]и [pic]:
где [pic]расчетное сопротивление бетона осевому сжатию.
где [pic]- отношение модуля упругости стали к модулю
[pic] - при влажности окружающего воздуха более 40%.
[pic] - для тяжелого бетона.
Относительная высота сжатой зоны бетона:
[pic] коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участках с
трещинами вычисляется по формуле:
[pic]коэффициент зависящий от длительности действия нагрузки.
где [pic]нормативное сопротивление бетона осевому растяжению.
Момент сопротивления крайних растянутых волокон с учетом
неупругих деформаций определяется по формуле:
Тогда с учетом [pic] получаем: [pic]
[pic]коэффициент учитывающий неравномерность распределения деформаций
крайнего сжатого волокна по длине участка с трещинами. Для тяжелого бетона
Кривизна изгибаемых элементов без предварительного:
то есть прогиб меньше допустимого.

Содержание.doc

Компоновка и проектирование основного варианта констуктивного решения
2 Определение нагрузки от собственного веса конструкции