Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами

3.dwg

“§« а вгал Ё§«Ёп Ё бжЁдЁ жЁп
Железобетонные конструкции
одноэтажного промздания

Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами.doc

Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок . ..
Проектирование стропильной конструкции: безраскосная ферма . .
Оптимизация стропильной конструкции
Определение расчётных комбинаций усилий и продольного
Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчёт подкрановой
Библиографический список . . .
Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок.
Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями
типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий.
Находим высоту надкрановой части колонн принимая высоту подкрановой
балки 1.2 м (по приложению XII[9]) а кранового пути 015 м с учетом
минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 01 м и
высоты моста крана грузоподъемностью 205н т Нк=275 м
Н2 > 22+08+015+01=325 м.
С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 (приложение V[9])
назначаем Н2 = 45 м.
Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа
стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента — 0150 м при Н2 =
м Н1 = 132 - 45 + 015=765 м.
Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса
соответственно будет равно у = 45 – 12 - 015= 315 м.
Расчётные длины колонн (l0).
При расчёте в плоскости поперечной В перпендикулярном
Часть колонны рамы направлении
При учёте нагрузокБез учёта нагрузок
Подкрановая 15(Н1=15(765= 12((Н1+Н2)= 08(Н1=08(765
Н1=765м =11475 м =12((765+45)= =612м
Надкрановая 2(Н2=2(45= 9м 25(Н2=25(45= 15(Н2=15(45=
Н2=45м =1125м =675м
С учетом требований унификации для мостовых кранов принимаем
поперечные сечения колонн в надкрановой части для крайних колонн и средних
колонн 400х600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение
0х700 мм а для средней — 400х800 мм. В этом случае удовлетворяются
требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения
подкрановой части колонны в пределах (110 114)Н1=(110 114)765
В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V[9]) и
назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего
ряда по оси А номер типа опалубки - 4 а для колонн среднего ряда по оси Б
Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде безраскосной фермы
ФБ-18 из тяжелого бетона. По приложению IX назначаем марку фермы ФБ-18 с
номером типа опалубочной формы 4 с
максимальной высотой в середине пролета 3 м (объем бетона 42 м3).
По приложению XI [9] назначаем тип плит покрытия размером 3х12 м
(номер типа опалубочной формы 3 высота ребра 455 мм приведенная толщина с
учетом заливки швов бетоном 770 мм).
Толщина кровли (по заданию тип 4) согласно приложению XIII [9]
По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В
соответствии с приложением XIV принимаем панели из бетона на поризованном
заполнителе марки по плотности D900 толщиной 300 мм. Размеры остекления
назначаем по приложению XIV [9] с учетом грузоподъемности мостовых кранов.
Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму.
Постоянные нагрузки.
С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 0.95 (класс
ответственности II) и шага колонн в продольном направлении 6 м расчетная
постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна:
G = 4207. 12. 0.95 = 4520 кНм.
А) Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из ячеистого бетона марки
D900 при толщине 300 мм составит: 9.9. 030 =2.97 кНм2 где ρ = 9.9 кНм3
— плотность ячеистого бетона определяемая согласно п. 2.13 [З].
Б) Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления в соответствии с приложением XIV
Постоянные нагрузки на 1 м2 покрытия.
Элемент покрытия Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка надежности нагрузка
Слой гравия втопленный в битум 016 13 0208
Четырехслойный рубероидный ковер 012 0156
Асфальтовая стяжка 20мм ([pic]=20мм 13 0468
Минераловатные плиты 50мм ([pic]=32 13 0208
Пароизоляция – слой рубероида на 0039
битумной мастике 003 11
) Ребристые плиты 3х6м ([pic]65.5
мм [pic]=25 кНм3) 1303 1801
) ФБ-18 (Vb=42 м3 пролет 18 м шаг
колонн 12 м) 0729 08
Нормативная нагрузка от 1м стеновых панелей
Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:
Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона
подкрановая часть с консолью:
G41 = (06 765 + 05 045 045 ) 04 25 11 1= 7744 кН;
G42 = 04 038 45 25 11 1 = 1238 кН;
Итого: G4 = G41 + G42 = 7744+1238 = 8982 кН;
подкрановая часть с консолями:
G51 = (07*765+2*06*07+07*07) 04 25 11 1 = 826 кН;
G52 = 04 06 45 25 11 1= 184 кН;
Итого: G5 = G51+G52 = 826 + 184 = 101 кН.
Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по
приложению XII [9]) и кранового пути (15 кНм) будет равна:
Снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно
распределенной во всех пролетах здания. Для заданного района строительства
(г. Пенза) определяем расчётное значение снегового покрова sо = 18 кПа.
Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом класса
ответственности здания будет равна:
Рsn= 18*12*095= 2052 кНм.
Длительная составляющая снеговой нагрузки составит L
По приложению XV [9] находим габариты и нагрузки от мостовых кранов
грузоподъемностью Q = 16 т
Pminn = 05. (3139+28*981) - 235 = 593 кН.
Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана
направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки
при гибком подвесе груза будет равна:
Tn = 05 005 (Q + Qт) = 998 кН.
Сумма ординат линии влияния: у = 2.067.
) Максимальное давление на колонну:
Dmax = Pmax.у.yf..yn = 72445 кН.
) Минимальное давление на колонну:
) Тормозная поперечная нагрузка на колонну:
Пенза расположена в III ветровом районе по скоростным напором ветра.
Согласно п. 6.4 [6] нормативное значение ветрового давления равно:
Для заданного типа местности «В» с учетом коэффициента k (см табл. 6
[6]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания:
на высоте до 5м: wn1 = 075 03 = 0225 кПа
на высоте 10м: wn2 = 1 03 = 0300 кПа
на высоте 20м: wn3 = 125 03 = 0375 кПа.
Вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и
wn4 = 03 + ((0375 – 03) (20-10))(12-10) = 0315
w n5 = 03 + [(0375 - 03 (20 - 10)] (1128 - 10) = 0103 кПа.
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно
распределенным эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной
wn=2(Mh42=2([05(wn1(h12+05((wn1+wn2)((h2-h1)((h1+05((h2-
h1))+05((wn2+wn4)( ((h4-h2)((h2+05((h4h2))]h42= 02697кПа.
Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим
по прилож. 4 [6] аэродинамические коэффициенты се = +08 и
Се3 = -04 Тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке уf = 14 и
шага колонн 6 м получим:
а) Расчетная равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с
наветренной стороны:
б) Расчетная равномерно-распределенная нагрузка на колонну рамы с
подветренной стороны:
в) Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на
ограждающие конструкции выше отметки 144 м:
Проектирование стропильной конструкции. Безраскосная ферма.
Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета
сегментной раскосной фермы марки ФБ-18.
Расчетные характеристики бетона и арматуры.
Бетон класса В40 Rb = 22 МПа; Rbt = 14 МПа; Eb = 36000 МПа.
Продольная рабочая напрягаема арматура класса А600 Rs = 520 МПа Rsn= 600
МПа. Продольная рабочая ненапрягаемая арматура класса А400 Rs=355 МПа
Rsс =355 МПа Еs5 = 200000 МПа. По табл. IV. 1 приложения IV для элемента
без предварительного напряжения с арматурой класса A400 находим = 0531
и = 0.390. Поперечная рабочая арматура класса В500 Rsw=300 МПа.
Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе
фермы ssp = 400 МПа. Способ натяжения арматуры – механический на упоры.
Назначаем передаточную прочность бетона Rbp = 25 МПа.
Расчет элементов нижнего пояса фермы.
Согласно эпюрам усилий N и M наиболее неблагоприятное сочетание усилий
имеем в сечении номер 13 при N = 91178 кН и M = 0.5·21.81=10.905 кНЧм.
Расчет прочности выполняем для случая внецентренного растяжения.
Asр = N·e[(hRs)·(h0-a)]= 91178 ·103·71.96[(1.2·590)·(230-50)]=891.7
Принимаем по 2Ж 25 А600
Поперечную арматуру конструируем в соответствии с требованиями п. 5.22
[2] из арматуры класса А600 Ж 5 устанавливаемую с шагом s = 180 мм.
Расчет элементов верхнего пояса фермы.
Согласно эпюрам усилий N и M (наиболее опасным в верхнем поясе фермы
будет сечение номер 6 с максимальным значением продольной силы N = 95365
кН и M = 07*4804=33268 кНЧм
Расчетная длина в плоскости фермы при e0=MN=0035 будет равна:
L0=08L=09·3130=2504 мм.
Случайный эксцентриситет: ea=h30=67 мм ea=l600=3130600=52 мм.
Принимаем ea=10 мм. Т. к. ea=10 мм e0=11.96 мм то оставляем e0.
В первом приближении возьмем [pic]
=1(1-NNcr)=1(1-95365 194204)=196
Из таблицы 18 [3] находим
Так как [pic] >[pic]то
значения Аs=А’s определяем по формуле:
Принимаем конструктивно продольное армирование для сжатых элементов
С учётом конструктивных требований для сжатых элементов принимаем
поперечную арматуру для верхнего пояса фермы Ж 3 класса B500 и устанав-
ливаемую с шагом s = 180 мм.
имеем в сжатоизогнутой стойке 16-17 при N = 29.27 кН и M = 27.81 кНЧм.
Расчетная длина в плоскости фермы: L0=08L=08·1590=1272 мм
Так как [pic] то расчет выполняем с учетом прогиба элемента.
Предполагая что 0.025 вычисляем Ncrc = 4538 кН
D = 7447*10^11 кН [pic] = 1006
Коэффициент соответственно будет равен:
Для этого определяем:
Выполняем расчет площади симметричной арматуры. Вычисляем:
Так как αn=00238 R=0531 то площадь симметричной арматуры будет равна:
Принимаем конструктивно Аs=А’s=308мм2 (2 Ж14А400)
Оптимизация стропильной конструкции.
Программная система АОС-ЖБК позволяет выполнить оптимизацию
проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости
сталь и бетона при этом за единицу автоматически принимается относительная
стоимость рассчитанного вручную варианта по индивидуальному заданию.
Варьируемыми параметрами могут быть: тип стропильной конструкции и
соответствующие типы опалубочных форм классы бетона классы ненапрягаемой
и напрягаемой арматуры.
На основе анализа рассчитанных ЭВМ вариантов можно выбрать оптимальный
вариант стропильной конструкции отвечающий нормальным требованиям.
Задание на оптимизацию стропильной конструкции записывается в
соответствующем контрольном талоне с учётом следующих требований:
тип стропильной конструкции должен соответствовать заданному пролёту;
для задаваемого типа стропильной конструкции можно одновременно
варьировать до трёх типов опалубочных форм;
для каждого из заданных типов опалубочных форм можно варьировать до
трёх классов бетон класс ненапрягаемой арматуры и до двух классов
напрягаемой арматуры.
Определение расчётных комбинаций усилий и продольного армирования.
№ ЗагружеРасчетные сочетания усилии (сила-кНмоменты-кНм)
N Mmax N Mmin Nmax Mmin Nmin Mmax
+(8+4) 1+(5+13) 1+(8+10) 1+(5+13)
N 109477+(7244109477+(9234+0)109477+(72418198109477+
У 5+1846)*085 * 45+0)*085=71(9234+0)*
С = 18198 085=11733 055 085=11733
M 0+(37853+1870+(936+578)*080+(37853+350+(936+578)*
)*085 = 5 = 12896 04)*085 = 085 = 12896
Nl 11733 11733 11733 11733
+(2+0)+(7+11)1+(3+12)+4 1+(2+4)+(6+111+13+(5+13)
N 234923 18198 234923 18198
M 6325 -37014 6325 -37014
Nl 136378 18198 18198 18198
Ml 81366 81366 81366 81366
Решение. Неблагоприятные комбинации расчетных усилий в сечении 4-4 для
основных сочетаний нагрузок с учетом требований [6] представлены в таблице.
Расчет продольной арматуры выполняем согласно требованиям пп. 3.1
В пределах каждой части колонны продольная арматура конструируется
постоянного сечения. Принятая арматура должна удовлетворять требованиям
прочности колонны в плоскости перпендикулярной поперечной раме. В этом
случае в расчете следует учитывать только те стержни которые расположены в
Согласно требованиям п. 5.56 [3] диаметр продольных рабочих стержней в
колонне должен быть не менее 16 мм а в подкрановой консоли — не менее 12
мм. Поперечная арматура консоли должна быть класса A240 (по требованию
программной системы).
Анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны
целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру
по 2 O18 А400 (As =As =509мм2)
В подкрановой части колонны принимаем симметричную продольную арматуру
по 2(14 A400 (Asл=Asп = 308 мм2 )
Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой части колонны по
условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса В500 которая должна
устанавливаться в сварных каркасах с шагом не более 15d
Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в
плоскости перпендикулярной раме при действии максимальных продольных сил.
Для надкрановой части колонны имеем: N=121124 кН; Nl=102656 кН.
Размеры сечения: b=600 мм h=400 мм. Назначая a=a’=40 мм получим
h0=h–a=400–40=360 мм. Расчетная длина надкрановой части колонны l0=4.875м.
Т. к. l0h=4875400=12.18 > 4 то необходимо учесть влияние прогиба
элемента на его прочность.
Находим значение случайного эксцентриситета:
ea(h30=40030=1333 мм;
ea(H2600=3250600=5.42 мм;
Принимаем ea=1333 мм. Тогда соответствующее значение изгибающих
моментов будут равны:
M = N ea =11.98 кН(м;
Ml = Nl ea =7.11 кН(м.
Для определения Ncr вычисляем:
M1 = N(h0-a’)2 +M =155.83 кН(м;
( = (As+As’)(b((h) = (509+308)(600(400) = 0.00424;
так как eah=1333400=00333 (emin=05-001(12.18-001= 0.2477 то
принимаем (e=(emin = 0158.
e = ea(+(h0-a’)2 = 1333(11031+(360-40)2 =1747мм.
Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3].
Т. к. x=6823мм (R(h0=0551(360=198.4мм то прочность сечения
проверяем по условию (108) [3]:
Rbbx(h0-05x)+RscA’s(h0-a’) = 320.44 кН(м > N(e=121124(1747(10-
=157.07 кН(м т.е. прочность надкрановой части колонны в плоскости
перпендикулярной поперечной раме обеспечена.
При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости
перпендикулярной плоскости изгиба учитываем только угловые стержни по 2
O18 А400 (As =As’ =509мм2)
Для подкрановой части колонны имеем: N=2425.75 кН; N
Nsh=443.52 кН. Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия то
расчетные сопротивления бетона принимаем с [pic]=1.1 (при заданной
влажности 60%). Размеры сечения: b=700 мм h=400 мм. Назначая a=a’=40 мм
получим h0=h–a=400–40=360 мм.
Т. к. l0h17 то расчёт не требуется принимаем 2 O18 А400 т.е.
прочность подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной
поперечной раме обеспечена.
Расчёт подкрановой консоли производим на действие нагрузки от
собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления
от двух сближенных мостовых кранов с учётом коэффициента сочетаний (=085
или Q=G6+Dmax((=33834 кН.
Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном
разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3].
Поскольку 25(Rbt(b(h0 > Q то поперечная арматура по расчёту не
требуется. По конструктивным требованиям принимаем хомуты (6 мм класса
А240 устанавливаемые с максимально допустимым шагом S=150 мм.
Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие
изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по
Принимаем: 3(14 A400 (Аs=462 мм2).
Байков В. Н.Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс.-
СниП 2.03.01-84. Бетонные и Железобетонные конструкции.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к
СниП 2.03.01-84.).-М.:ЦИТП1986.
Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных
конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СниП 2.03.01-84.)ЧастьI.-
конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СниП 2.03.01-84.)ЧастьII.-
СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений.
СниП 2.01.07-85.Нагрузки и воздействия.
СниП 2.01.07-85.Нагрузки и воздействия.Дополнение.Раздел 10. Прогибы и
перемещения. Госстрой СССР.-М.:ЦИТП1989.
Рекомендации по расчёту прочности трещиностойкости узлов преднапряженных
железобетонных ферм. -М.:НИИЖБ Госстроя СССР1987.
Бородачёв Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и
каменных конструкций .-М.: Стройиздат1995.

1.dwg

Каркас пространственный КП1
Железобетонные конструкции
многоэтажного здания
Ведомость расхода стали на элемент кг
ГОСТ 6727-80 ГОСТ 5781-82 ГОСТ 5781-82
Каркас плоский КР1 1
Изделие закладное МН5 1
Изделие закладное МН4
Изделие закладное МН2 7
Изделие закладное МН3
Изделие закладное МН1 2
Спецификация колонны К1
Ведомость расхода стали на элементкг
ø6А240 ГОСТ 5781-82; l=580 6 0.13 кг
ø16А-II ГОСТ 5781-82; l=580 4 0.52 кг
ø6А240 ГОСТ 5781-82; l=380 8 0.08 кг
ø5В500 ГОСТ 6727-80; l=500 6 0.08 кг
ø5В500 ГОСТ 6727-80; l=680
ø14A400 ГОСТ 5781-82; l=8900 2 7.90 кг
ø18А400 ГОСТ 5781-82; l=8900 4 14.04 кг
ø5В500 ГОСТ 6727-80; l=380 109 0.06 кг
ø5В500 ГОСТ 6727-80; l=580
ø18А400 ГОСТ 5781-82; l=4360 2 8.71 кг
ø18A400 ГОСТ 5781-82; l=13000 2 25.97 кг
ø18A400 ГОСТ 5781-82; l=1700 3 3.40 кг
ø6 А240 ГОСТ 5781-82; l=1840 2 0.41 кг
Пластина 300 90 12 1 2.54 кг
ø6А240 ГОСТ 5781-82; l=350 4 0.08 кг
ø6А240 ГОСТ 5781-82; l=350 1 0.08 кг
ø12A400 ГОСТ 5781-82; l=1400 2 1.24 кг
ø6А-I ГОСТ 5781-82; l=2850
одноэтажного промздания

2.dwg

а вгал Ё§«Ёп. жЁдЁ жЁп.
одноэтажного промздания
Железобетонные конструкции
”6A240 ’ 5781-82; l=300
”25A400 ’ 5781-82; l=800
”8B500 ’ 7348-81 ; l=19000
”4A240 ’ 6727-80; l=210
”25A400 ’ 5781-82; l=8700
”4B500 ’ 6727-80; l=170
”8A240 ’ 5781-82; l=280
”5B500 ’ 6727-80; l=500
”14A400 ’ 5781-82; l=1650-1820
”25A400 ’ 5781-82; l=8600
”4B500 ’ 6727-80; l=210
”6A400 ’ 5781-82; l=1210
”25A400 ’ 5781-82; l=1230
”25A400 ’ 5781-82; l=1700
”5B500 ’ 6727-80; l=400
”5B500 ’ 6727-80; l=170
”5B500 ’ 6727-80; l=510
”5B500 ’ 6727-80; l=670
”5B500 ’ 6727-80; l=560
”5B500 ’ 6727-80; l=1220
”5B500 ’ 6727-80; l=200
”5B500 ’ 6727-80; l=220