Проектирование элементов железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания 120 х 48 м в г. Самара

Рис. 1.23. К определению эксцентриситета.cdw

Эксцентриситеты.cdw

Рис. 1.7. Связи по верхним поясам ригелей.cdw

Рис. 1.14. Схема эксцентриситета.cdw

Рис. 1.18. К определению эксцентриситета.cdw

Рис. 1.5. Размеры колонн.cdw

Рис. 1.6. Поперечный разрез рамы промышленного здания.cdw

Режим работы-тяжелый
Гидроизоляционный ковер - 2 слоя "Унифлекс
Цементная стяжка 20 мм
Утеплитель - керамзит 120 мм
Пароизоляция - 1 слой "Бикроэласт
Жб ребристые плиты покрытия 3х6 м

Рис. 1.3. К компоновке поперечной рамы.cdw

Рис. 3.13. Армирование стоек фермы.cdw

Рис. 3.8. Армирование верхнего пояса фермы.cdw

Лист 2.cdw

Стропильная ферма выполняется из бетона класса В40.
Нижний пояс армируется напрягаемой арматурой класса
остальные элементы В500
Натяжение арматуры на упоры.
Закладные детали - листовая сталь С235.
Проектирование элементов
железобетонного каркаса
одноэтажного промышленного здания
Геометрическая схема фермы (1:100)
спецификация арматуры на одну ферму.
Спецификация арматуры на одну ферму

Лист 1.cdw

Режим работы-тяжелый
Гидроизоляционный ковер - 2 слоя "Унифлекс
Цементная стяжка 20 мм
Утеплитель - керамзит 120 мм
Пароизоляция - 1 слой "Бикроэласт
Жб ребристые плиты покрытия 3х6 м
Колонны из тяжелого бетона класса В15.
Арматура из стали класса A240
Электросварка каркасов осуществляется
при помощи контактной точечной сварки.
Каркасы КP-1 и КP-2 имеют
одинаковые размеры и одинаковый диаметр
Каркасы КР-3 и КР-4 имеют одинаковые
но из арматуры разного диаметра.
Спецификация арматуры на одну колонну
Проектирование элементов
железобетонного каркаса
одноэтажного промышленного здания
Поперечный разрез (1:200)
схема связей по верхнем и нижнем
поясам ригелей (1:500)
схема вертикальных связей (1:500)
армирование К-1 и К-2
спецификация арматуры
Связи по верхним поясам ферм (1:500)
Связи по нижним поясам ферм (1:500)
Схема вертикальных связей (1:500)

Рис. 2.3. Несимметричное армирование надкрановой части колонны.cdw

Рис. 2.1. Расчетные сечения в колоннах.cdw

5. Литература и приложения.docx

СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры» – М.: ГУП «НИИЖБ» 2004 – 54 с.
ГОСТ 25711-83 «Краны мостовые электрические общего назначения грузоподъемностью от 5 до 50 т. Типы основные параметры и размеры» – М.: Министерство тяжелого и транспортного машиностроения 1983 – 19 с.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: Учебное пособие. – М.: Издательство АСВ 2007. – 272 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.
Шерешевский И.А. Конструирование промышленных зданий и сооружений. Учеб. пособие для студентов строительных специальностей. – М.: «Архитектура-С» 2010. – 168 с.
Проектирование элементов железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания: Методические указания к выполнению курсового проекта. Составили: Меланич В.М. Климушин П.И. – Балаково: БИТИ НИЯУ МИФИ 2016
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01-84) ЦНИИпромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989. – 192 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.I ЦНИИпромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1988. – 192 с.
(продолжение табл. Приложения 1)
РСУ расчетные (длительнодействующие)
(продолжение табл. Приложения 2)
Усилия в стержнях фермы от постоянной нагрузки
Усилия в стержнях фермы от снеговой нагрузки

2. Рама.docx

1. РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
1. Компоновка конструктивной схемы рамы здания
1.1. В задачу компоновки конструктивной схемы входят: выбор сетки колонн системы привязок и внутренних габаритов здания; компоновка покрытия; разбивка здания на температурные блоки; компоновка поперечной рамы (выбор типа и размеров сечений колонн).
1.2. Выбор сетки колонн и их привязка.
Каркас здания выполнен без подстропильных конструкций в здании отсутствует подвесной транспорт воздуховоды подвесные потолки и т.п но грузоподъемность крана довольно высокая () поэтому выбрана система с шагом поперечных рам 6 м [5].
Т.к. шаг колонн 6 м и высота здания от пола до низа несущих конструкций покрытия грузоподъемности крана от 30 до 50 тонн при шаге 6 м а также в соответствии с основными положениями по унификации в целях максимальной типизации элементов каркаса принимаем привязку крайних колонн к разбивочным осям равной (рис. 1.1 а) [5].
Рис. 1.1. Привязка к разбивочным осям
Колонны средних рядов привязываем так чтобы оси сечения надкрановой части колонн совпадали с продольными и поперечными разбивочными осями.
Геометрические оси торцовых колонн основного каркаса смещаем с поперечной разбивочной оси внутрь здания на 500 мм (рис. 1.1 б) а внутренние поверхности торцовых стен совпадают с поперечными разбивочными осями т.е. имеют «нулевую» привязку.
Расстояние λ от продольной разбивочной оси до оси подкранового рельса принимаем равным 750 мм т.к. в здании расположены мостовые краны грузоподъемностью до 50 т. Оно складывается из габаритного размера крана [4] размера сечения надкрановой части колонны и требуемого зазора между краном и колонной (рис. 1.2).
Рис. 1.2. Габариты мостового крана
1.3. Определение высоты здания.
Определяем высоту надкрановой части колонн:
где – высота мостового крана принимаемая по ГОСТ [4] в зависимости от пролета здания и грузоподъемности крана;
– высота подкрановой балки (высоту подкрановой балки принимаем равной 08 м по серии 1.426.1-4 исходя из грузоподъемности крана и продольном шаге колонн равном 6 м);
– высота кранового рельса с подкладками равная 150 мм;
– зазор между нижней гранью стропильной конструкции и тележкой крана.
По заданной высоте до низа стропильных конструкций определяем высоту подкрановой части колонн:
где – расстояние от уровня пола до обреза фундамента.
Общая длина колонн (без учета заделки в стакан фундамента):
Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно:
Тогда отметка головки кранового рельса составит:
Схема поперечной рамы представлена на рис. 1.3.
Рис. 1.3. К компоновке поперечной рамы
1.4. Компоновка покрытия.
Покрытие одноэтажного здания выполнено беспрогонным плиты покрытия укладываются непосредственно по ригелям поперечных рам и привариваются к ним не менее чем в трёх углах. Плиты покрытия преднапряжённые железобетонные ребристые 1ПГ6 принятые по серии 1.465.1-17 размером м. Глубина опирания продольных ребер плит покрытия пролетом 6 м – не менее 100 мм. Сварку закладных деталей стыкуемых конструкций делают по всей длине этих деталей а швы между плитами замоноличивают. В этом случае образуется жесткий в своей плоскости горизонтальный диск обеспечивающий пространственную работу каркаса здания в целом.
Расположение ригелей (балок и ферм) выполнено поперечным (рис. 1.4) шаг всех колонн и ригелей совпадает подстропильные конструкции отсутствуют.
Балки двускатные железобетонные 1БДР18 принятые по серии 1.462-3 пролетом 18 м. Ферма железобетонная сегментная раскосная пролётом 24 м с преднапряжённым нижним растянутым поясом.
Рис. 1.4. Схема покрытия:
– плиты покрытия; 2 – стропильные конструкции
1.5. Разбивка здания на температурные блоки.
Здание имеет большую протяженность в продольном направлении поэтому его необходимо разделить температурным швом на отдельные блоки и совместить с усадочным швом. Таким образом получаем температурно-усадочный шов который уменьшит дополнительные усилия в колоннах от вынужденных перемещений продольных элементов здания вследствие изменения температуры наружного воздуха и усадки бетона.
Для отапливаемых одноэтажных каркасных зданий из сборного железобетона расстояние между температурно-усадочными швами не должны превышать 72 м. Разбиваем наше здание пополам и получаем длину шва 60 м.
Поперечный температурно-усадочный шов выполняется на спаренных колоннах геометрические оси которых смещаются с разбивочной оси (расположенной по середине шва) на 500 мм в каждую сторону (рис. 1.1 в).
1.6. Выбор типа и назначение размеров сечений колонн.
Крайние колонны запроектированы сплошными прямоугольного сечения средние – сквозными двухветвевыми.
Размеры сечения колонны в надкрановой части назначают с учетом опирания ригелей непосредственно на торец колонны без устройства специальных консолей.
Высота сечения надкрановой части крайних колонны назначается из условия размещения кранового оборудования. При привязке :
где – привязка кранового пути к разбивочной оси;
– расстояние от оси кранового рельса до края моста крана принимаемое по ГОСТ [4];
– горизонтальный зазор между гранью колонны и габаритом крана необходимый по условиям эксплуатации крана при привязке принимаем .
Полученное значение округляем в меньшую сторону кратно 100 мм принимаем .
Высота сечения подкрановой части крайних колонн принимается из условия прочности и пространственной жесткости рамы и не менее (кратно 100 мм):
Ширину сечения крайних колонн из условия изготовления принимают постоянной по всей длине. Кроме того ширина должна удовлетворять условиям жесткости и должна быть не менее:
При шаге колонн 6 м ширина должна быть поэтому принимаем .
Размеры сечения сквозных колонн в надкрановой части соответствуют размерам сечения сплошных крайних колонн .
Общая высота сечения подкрановой части сквозных средних колонн принимается .
Примем высоту сечения колонны согласно методическим рекомендациям [8].
Ширину сечения подкрановой части сквозных колонн так же принимают постоянной по всей длине из условия изготовления. Принимаем .
Высоту сечения ветви в сквозных колоннах (в плоскости поперечной рамы) принимают в пределах кратно 50 мм. Примем согласно методическим рекомендациям [8].
Высоту сечения распорок кроме верхней принимают равной 400 мм. Расстояние между осями распорок обычно составляет [4].
От уровня пола до второй распорки расстояние должно быть – для обеспечения прохода. В данном курсовом проекте это условие не выполняется (из-за высоты подкрановой части колонны) расстояние принято меньше в связи с рекомендациями преподавателя.
1.7. Размеры консоли колонн.
Размеры консоли колонн определяем согласно рекомендациям преподавателя.
Определим вылет консоли от грани надкрановой части колонн:
Рис. 1.5. Размеры колонн: а – крайней б – средней
Высота консоли в сечении у грани колонны составляет а у свободного края (размеры приняты исходя из рекомендаций преподавателя).
Так как угол сжатой грани вылет консоли от торца подкрановой части колонны составит .
Исходя из принятых размеров и рекомендаций компонуем общую геометрию крайних и средних колонн.
Схема колонн с основными размерами представлена на рис. 1.5.
1.8. Ограждающие конструкции.
Для здания приняты стеновые панели ПСП-240 из бетона на пористом заполнителе марки по плотности D900 толщиной 240 мм.
Рис. 1.6. Поперечный разрез рамы промышленного здания
2. Обеспечение общей устойчивости здания
2.1. Для обеспечения общей устойчивости здания устанавливают связи которые объединяют элементы каркаса в пространственную систему способную воспринимать нагрузки действующие на здание в разных направлениях.
Второе назначение связей: обеспечение устойчивости сжатых элементов – верхних поясов ферм и колонн.
Связи раскрепляют сжатые элементы в промежуточных точках уменьшая при этом расчётные длины элементов. Различают следующие виды связей: горизонтальные связи по верхним и нижним поясам ригелей вертикальные связи между ригелями и колоннами.
2.2. Горизонтальные связи по верхним поясам ригелей устанавливают для обеспечения устойчивости сжатого пояса ферм.
Рис. 1.7. Связи по верхним поясам ригелей
Для уменьшения расчетной длины верхнего пояса фермы ставят железобетонные распорки и стальные тяжи. Устойчивость сжатых поясов ферм из их плоскости обеспечивается за счёт сварки закладных деталей железобетонных ребристых плит покрытия с закладными деталями верхних поясов ферм.
2.3. Горизонтальные связи по нижним поясам ригелей выполняются в виде горизонтальных связевых ферм из стальных уголков с крестовой решеткой устанавливаются в крайних пролётах температурных блоков.
Опорное давление горизонтальной связевой фермы передается через вертикальные связи на все колонны температурного блока и дальше на фундаменты и грунты основания.
Рис. 1.8. Связи по нижним поясам ригелей
2.4. Вертикальные связи предназначены для создания продольной жесткости каркаса и закрепления колонн из плоскости поперечных рам а также для восприятия сил продольного торможения и давления ветра на торцы здания.
Вертикальные связевые фермы из стальных уголков устанавливают в крайних пролётах температурного блока между фермами а по верху колонн в продольном направлении здания ставят еще железобетонные или стальные распорки. Кроме того в каждом продольном ряду в середине температурного блока ставят вертикальные связи между колоннами.
В большинстве случаев трудно предугадать величины усилий которые будут восприниматься связями.
Поэтому сечения элементов связей подбирают по предельной гибкости = 400. Для элементов о которых заранее известно что они будут испытывать сжатие рекомендуется предельная гибкость = 200.
Рис. 1.9. Схема вертикальных связей
3. Расчетная схема рамы
3.1. Поперечник одноэтажного 2-х пролетного промышленного здания представляет собой раму состоящую из колонн защемленных в уровне верха фундаментов и шарнирно связанных по верху балками и фермами. Балка покрытия и ферма рассматриваются в расчете в совместной работе с рамой и рассчитываются вместе.
Поперечная рама одноэтажного промышленного здания является статически неопределимой системой. Расчет рамы ОПЗ выполнен с использование ЭВМ и применением программного комплекса «ЛИРА-САПР».
Целью статического расчета рамы является определение максимальных усилий необходимых для подбора сечений стоек (колонн) рамы и для подбора сечения элементов фермы. Усилия в раме определяются отдельно от каждого вида загружения.
В расчетной схеме рамы сопряжение ригелей с колоннами принято шарнирным а колонны с фундаментом – жестким. Уклон стропильной конструкции (двускатная балка) не превышает 112 поэтому в расчетной схеме считается горизонтальной. Длину колонн принимаем равной расстоянию от обреза фундамента до низа стропильных конструкций. Размеры пролетов приняты равными расстоянию
Рис. 1.10. Расчетная схема рамы ОПЗ в «ЛИРА-САПР» с нумерацией узлов
Рис. 1.11. Расчетная схема рамы ОПЗ в «ЛИРА-САПР» с нумерацией элементов
Рис. 1.12. Расчетная схема рамы ОПЗ в «ЛИРА-САПР» с типами конечных элементов:
– КЭ плоской фермы 2 – КЭ плоской рамы
Рис. 1.13. Расчетная схема рамы ОПЗ в «ЛИРА-САПР» с типами жесткости
между геометрическими осями колонн при этом для ступенчатых колонн крайних рядов учитываем сдвиг оси в месте ступеньки (рис. 1.14):
Рис. 1.14. Схема эксцентриситета
Расчетные схемы поперечной рамы ОПЗ с учетом реальных его размеров и размеров сечений конструкций представлена на рис. 1.10-1.13.
Рис. 1.15. Список типов жесткостей:
для 1-5: E=2.4e+007 кНм2 R0=25 кНм3; для 6-11: E=3.25e+007 кНм2 R0=25 кНм3
4. Определение нагрузок на поперечную раму
4.1. Все нагрузки разделяем на загружения которые могут действовать на раму независимо друг от друга и которые в дальнейшем будут использованы при составлении расчетных сочетаний усилий и выбора невыгодных из них.
В расчете принято 13 загружений.
В каждом загружении подсчитываем погонные нагрузки моментные нагрузки или сосредоточенные силы прикладываемые к стержням или узлам расчетной схемы.
Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению . Проектируемое здание относится ко II классу ответственности поэтому .
4.2. Загружение 1. Нагрузки от собственного веса конструкций здания (см. рис. 1.17).
Распределенные по поверхности нагрузки от веса конструкций покрытия и кровли приведены в табл. 1.
Нагрузка от 1 м2 покрытия и кровли
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
а) Слой гравия втопленного в битум
Гидроизоляционный ковер – 2 слоя «Унифлекс»
Цементная стяжка (=20 мм ρ=18 кНм3)
Утеплитель – керамзит (=120 мм ρ=5 кНм3)
Пароизоляция – 1 слой «Бикроэласт»
Ребристые плиты покрытия размером 3×6 м с учетом заливки швов (пр=602 мм ρ=25 кНм3)
б) Ферма (Vb=594 м3 ρ=25 кНм3 пролет 24 м шаг колонн 6 м)
в) Ферма (Vb=594 м3 ρ=25 кНм3 пролет 24 м шаг колонн 6 м)
4.2.1. Рассмотрим узловую нагрузку на ферму которая представляет собой нагрузку от собственного веса фермы и нагрузку от собственного веса покрытия:
Нагрузка от собственного веса покрытия:
где – постоянная расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия (см. табл. 1).
Нагрузка от собственного веса фермы:
где – объём бетона для изготовления фермы пролетом 24 м;
– средняя плотность тяжелого бетона с учетом арматуры;
– количество узлов в ферме пролетом 24 м.
Распределим нагрузку на узлы фермы.
где L2 – пролет здания с фермой покрытия.
На узлы по нижнему поясу:
4.2.2. Постоянная нагрузка от массы конструкций покрытия и кровли передается на колонны как вертикальное опорное давление ригеля. Давление передается на колонны с эксцентриситетом от внецентренного приложения давления возникают изгибающие моменты.
Определим изгибающий момент действующие на колонну по оси А.
Вертикальное опорное давление определяется по формуле:
где L1 – пролет здания с фермой покрытия.
Определим эксцентриситет опорного давления (см. рис. 1.16 а):
Тогда момент составит:
Рис. 1.16. К определению эксцентриситетов
Определим изгибающие моменты действующие на колонну по оси Б.
Определим вертикальные опорные давления:
Тогда моменты составят:
где е2 и е3– эксцентриситеты опорного давления (см. рис. 1.16 б):
Определим изгибающий момент действующие на колонну по оси В.
Определим вертикальное опорное давление:
Определим эксцентриситет опорного давления (см. рис. 1.18):
Рис. 1.17. Загружение 1 – собственный вес
Рис. 1.18. К определению эксцентриситета
4.2.3. Рассмотрим погонную нагрузку на верхние ветви крайних колонн (по оси А и В) которая представляет собой сумму собственного веса крайних колонн и собственный вес стеновых панелей приложенный по высоте надкрановых ветвей.
Рассмотрим надкрановую (верхнюю) ветвь колонны:
где – размеры сечения надкрановой ветви колонны (см. рис. 1.5 а).
Определим погонную нагрузку от веса стеновых панелей:
где – толщина стеновой панели (см. пункт 1.1.8);
– нагрузка на один погонный метр;
– удельный вес легкого бетона стеновой панели.
Тогда погонная нагрузка будет равна:
4.2.4. Рассмотрим погонную нагрузку на нижние ветви крайних колонн (по оси А и В) которая представляет собой сумму собственного веса крайних колонн и собственный вес стеновых панелей приложенный по высоте подкрановых ветвей.
Рассмотрим подкрановую (нижнюю) ветвь колонны:
где – размеры сечения подкрановой ветви колонны (см. рис. 1.5 а).
4.2.5. Рассмотрим погонную нагрузку на верхнюю ветвь средней колонны (по оси Б) которая представляет собой собственный вес средней колонны приложенный по высоте надкрановой ветви:
где – размеры сечения надкрановой ветви колонны (см. рис. 1.5 б).
4.2.6. Рассмотрим погонную нагрузку на нижнюю ветвь средней колонны (по оси Б) которая представляет собой собственный вес средней колонны приложенный по высоте подкрановой ветви (все размеры по рис. 1.5 б).
Погонный вес ветвей:
где – количество ветвей в колонне.
Погонный вес распорок:
где – количество распорок в колонне без учета распорки заделанной в фундамент.
Погонный вес консольной части колонны:
Итого на каждую ветвь:
4.2.7. Определим моменты на верхние ветви крайних колонн которые представляют собой погонную нагрузку от собственного веса стеновых панелей приложенную с эксцентриситетом по высоте надкрановых ветвей (сосредоточенный момент прикладываем с шагом 1 м по высоте колонн):
где – эксцентриситет действия погонной нагрузки от собственного веса стеновых панелей (см. рис. 1.19 а) (здесь – высота сечения верхней ветви).
4.2.8. Определим моменты на нижние ветви крайних колонн колонн представляют собой погонную нагрузку от собственного веса стеновых панелей приложенную с эксцентриситетом по высоте подкрановых ветвей:
где – эксцентриситет действия погонной нагрузки от собственного веса стеновых панелей (см. рис. 1.19 б) (здесь – высота сечения нижней ветви).
4.2.9. Определим сосредоточенную силы на консоли крайних и средних колонн которая представляет собой сумму веса подкрановых балок и крановых путей:
где – масса 1 п. м. кранового рельса КР-80 принятая по ГОСТ 4121-96;
– масса подкрановой балки принятая по серии 1.426.1-4.
Рис. 1.19. К определению эксцентриситетов
4.2.10. Определим изгибающие моменты на консоль крайних колонн которые представляют собой сосредоточенную силу от веса подкрановых конструкций приложенную с эксцентриситетом:
– эксцентриситет с которым приложена нагрузка от подкрановых конструкций при привязке осей (см. рис. 1.19 б).
Моменты на средней колонне не учитываем т.к. они друг друга уравновешивают.
4.3. Загружение 2 3. Снеговая нагрузка (см. рис. 1.20 1.21).
4.3.1. Согласно СП 20.13330.2016 [3] нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле:
где – коэффициент учитывающий снос снега с покрытия зданий под действием ветра или иных факторов принимаемый в соответствии с 10.5–10.9 [3];
Для пологих (с уклоном до 12% или ) покрытий однопролетных и многопролетных зданий проектируемых на местности типа В и имеющих характерный размер в плане не более 100 м следует установить коэффициент сноса снега принимаемый по формуле но не менее 05:
где – коэффициент принятый по таблице 11.2 [3] для местности типа В;
– характерный размер покрытия принимаемый не более 100 м;
– наименьший размер покрытия в плане;
– наибольший размер покрытия в плане.
– термический коэффициент принимаемый в соответствии с 10.10 [3] для утепленных покрытий зданий ;
– коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие принимаемый в соответствии с 10.4 [3] уклон стропильных конструкций не превышает 15° – .
– нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимаемое в соответствии с 10.2 (табл. 10.1) [3] для IV снегового района (г. Самара) – .
Определим нормативное значение веса снегового покрова:
Определяем расчетную снеговую нагрузку по формуле:
– коэффициент надежности по снеговой нагрузке согласно рекомендации СП [3] принимаем равным 14.
4.3.2. Снеговую нагрузку действующую на двускатную балку считаем равномерно распределенной – .
Рис. 1.20. Загружение 2 – снеговая нагрузка на левом пролете
Рис. 1.21. Загружение 3 – снеговая нагрузка на правом пролете
4.3.3. Снеговая нагрузка передается на колонны как вертикальное опорное давление ригеля. Давление передается на колонны с эксцентриситетом от внецентренного приложения давления возникают изгибающие моменты.
где е1 – эксцентриситет опорного давления (см. рис. 1.16 а).
где е4 – эксцентриситет опорного давления (см. рис. 1.18).
4.3.4. Снеговую нагрузку действующую на стропильную ферму распределим на её верхние узлы.
4.4. Загружение 4 5 6 7. Комбинации нагружения рамы крановой нагрузкой от двух сближенных кранов в каждом пролете (см. рис. 1.24-1.27).
4.4.1. В пролетах находится по 2 сближенных мостовых крана грузоподъемностью по 50 т каждый () среднего режима работы.
Все необходимые для расчета характеристики кранов по ГОСТ 25711-83 сведены в табл. 2.
Характеристики кранов
Пролет крана – Lcr м
Грузоподъемность – Q т
Расстояние между колесами крана – Аcr м
Общий вес крана – Gк кН
Максимальное нормативное давление на одно колесо – Рнmax кН
При определении нагрузок от двух кранов учитываем следующие коэффициенты согласно СП 20.13330.2016 [3]:
) – коэффициент сочетаний при учете двух кранов для групп режимов работы кранов 1К–6К;
) – коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок для всех режимов работы.
4.4.2. Рассмотрим нагрузки действующие в первом пролете.
Определим минимальное нормативное давление на одно колесо:
где – число колес на одной стороне крана при грузоподъемности до 50 т включительно .
Определим расчетные нагрузки на одно колесо крана:
Вертикальные крановые нагрузки на колонну от двух сближенных кранов и определяем с помощью линии влияния опорных реакций (рис. 1.22):
где – сумма ординат линий влияния.
Рис. 1.22. К определению крановых нагрузок
Вследствие эксцентричности приложения сил и на колонну действуют сосредоточенные изгибающие моменты приложенные в уровнях уступов колонн.
Определим изгибающие моменты действующие на колонну по оси А:
где – эксцентриситет с которым приложена вертикальная крановая нагрузка (см. рис. 1.19 б).
Определим изгибающие моменты действующие на колонну по оси Б:
где – эксцентриситет с которым приложена вертикальная крановая нагрузка (см. рис. 1.23).
Рис. 1.23. К определению эксцентриситета
4.4.3. Рассмотрим нагрузки действующие во втором пролете.
Определим вертикальные крановые нагрузки на колонну от двух сближенных кранов и :
Рис. 1.24. Загружение 4 – крановая нагрузка в 1-ом пролете (1-й вариант)
Рис. 1.25. Загружение 5 – крановая нагрузка в 1-ом пролете (2-й вариант)
Рис. 1.26. Загружение 6 – крановая нагрузка во 2-ом пролете (1-й вариант)
Рис. 1.27. Загружение 7 – крановая нагрузка во 2-ом пролете (2-й вариант)
Определим изгибающие моменты действующие на колонну по оси В:
Вертикальное давление и сосредоточенные моменты от действия кранов прикладываем по оси подкрановой ветви колонн.
4.5. Загружение 8 9 10 11. Комбинации нагружения рамы тормозной знакопеременной крановой нагрузкой от двух сближенных кранов в каждом пролете (см. рис. 1.28-1.31).
Рис. 1.28. Загружение 8 – тормозная крановая нагрузка в 1-ом пролете (1-й вариант)
Рис. 1.29. Загружение 9 – тормозная крановая нагрузка в 1-ом пролете (2-й вариант)
4.5.1. В соответствии с п. 9.4 [3] величину горизонтальной нормативной тормозной силы при гибком подвесе следует принимать равным 005 суммы подъемной силы крана (грузоподъемности) и веса тележки.
При этом принимается что нагрузка передается на одну сторону (балку) кранового пути распределяется поровну между всеми опирающимися на неё колесами крана и может быть направлена как внутрь так и наружу рассматриваемого пролета.
Рис. 1.30. Загружение 10 – тормозная крановая нагрузка в 2-ом пролете (1-й вариант)
Рис. 1.31. Загружение 11 – тормозная крановая нагрузка в 2-ом пролете (2-й вариант)
4.5.2. Определим горизонтальную расчетную тормозную силу на одно колесо:
Определим горизонтальную расчетную крановую нагрузку на колонну от двух сближенных кранов:
Эту силу прикладываем к колоннам рамы в уровне верха подкрановых балок.
4.6. Загружение 12 13. Ветровая погонная нагрузка собираемая с продольного шага колонн и прикладываемая к крайним колоннам (см. рис. 1.32 1.33).
4.6.1. Согласно СП 20.13330.2016 [3] нормативное значение средней составляющей основной ветровой нагрузки в зависимости от эквивалентной высоты над поверхностью земли следует определять по формуле:
где – нормативное значение ветрового давления принимается в зависимости от ветрового района по таблице 11.1 [3] для III ветрового района – ;
– коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты определяемый по табл. 11.2 [3]. Для типа местности В принимаем значения коэффициентов следующие: до высоты 10 м он постоянный на высоте конька первого пролета здания (на отм. +15.004 м (см. рис. 1.6)) а на высоте конька второго пролета здания аналогично;
с – аэродинамический коэффициент принимаемый по табл. В.2 [3]: для вертикальных поверхностей стен расположенных с наветренной стороны ; для подветренной стороны (ветровой отсос).
Знак минус для коэффициента с учитывается направлением ветровой нагрузки с заветренной стороны здания.
Интенсивность расчетной ветровой нагрузки приложенной к стойке рамы определяется по формуле:
где – коэффициент надежности по ветровой нагрузке принимаемый равным 14 [3].
С учетом вышеизложенного интенсивность расчетной ветровой нагрузки определяется по формуле:
где В – шаг поперечных рам.
4.6.2. Расчетное положительное давление ветра (ветровой напор) на крайнюю колонну поперечной рамы составит:
Рис. 1.32. Загружение 12 – ветровой напор
Рис. 1.33. Загружение 13 – ветровой отсос
Расчетное отрицательное давление ветра (ветровой отсос) на крайнюю колонну поперечной рамы составит:
Расчетная сосредоточенная горизонтальная сила в уровне верха крайней левой колонны от ветровой нагрузки собираемая с участка от отм. +10.000 м до отм. +15.004 м (ветровой напор):
То же в уровне верха крайней правой колонны от отм. +10.000 до отм. +15.004 м (ветровой откос):
Обратный ветер: аналогично
5. Статический расчёт рамы программным комплексом «ЛИРА»
При помощи программного комплекса «ЛИРА» был произведен статический расчет рамы на действие рассчитанных нагрузок. В результате были получены таблицы расчетных усилий от действия заданных нагрузок (прил. 1–2).

1. Титульник.docx

Железобетонные и каменные конструкции (общий курс)
«Проектирование элементов железобетонного каркаса
одноэтажного промышленного здания»
Б Л А Н К З А Д А Н И Я
на курсовое проектирование по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции (общий курс)»
Перечень подлежащих разработке вопросов:
Исходные данные для проектирования
Расчёт поперечной рамы одноэтажного промышленного здания
1. Компоновка конструктивной схемы рамы здания
2. Обеспечение общей устойчивости здания
3. Расчетная схема рамы
4. Определение нагрузок на поперечную раму
5 Статический расчёт рамы программным комплексом «ЛИРА»
Расчёт и конструирование колонн
1. Исходные данные для проектирования
2. Расчет и конструирование крайней сплошной колонны
3. Расчет и конструирование средней двухветвевой колонны
Расчет и конструирование стропильной фермы
2. Определение нагрузок на ферму
3. Определение усилий в элементах фермы
4. Расчет нижнего пояса на прочность и трещиностойкость
5. Расчет верхнего пояса на прочность
6. Расчет раскосов и стоек
Перечень графического материала:
лист А1: Поперечный разрез здания схема связей по верхним и нижним поясам ферм схема вертикальных связей армирование К-1 и К-2 спецификация арматуры.
лист А1: Геометрическая схема фермы ферма Ф-1 Ф-2 каркасы спецификация арматуры на одну ферму.
СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры» – М.: ГУП «НИИЖБ» 2004 – 54 с.
ГОСТ 25711-83 «Краны мостовые электрические общего назначения грузоподъемностью от 5 до 50 т. Типы основные параметры и размеры» – М.: Министерство тяжелого и транспортного машиностроения 1983 – 19 с.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: Учебное пособие. – М.: Издательство АСВ 2007. – 272 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767 с.
Шерешевский И.А. Конструирование промышленных зданий и сооружений. Учеб. пособие для студентов строительных специальностей. – М.: «Архитектура-С» 2010. – 168 с.
Проектирование элементов железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания: Методические указания к выполнению курсового проекта. Составили: Меланич В.М. Климушин П.И. – Балаково: БИТИ НИЯУ МИФИ 2016
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01-84) ЦНИИпромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989. – 192 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.I ЦНИИпромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1988. – 192 с.
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ .
РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ ..
1. Компоновка конструктивной схемы рамы здания
2. Обеспечение общей устойчивости здания
3. Расчетная схема рамы .
4. Определение нагрузок на поперечную раму
5 Статический расчёт рамы программным комплексом «ЛИРА
РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОНН ..
1. Исходные данные для проектирования
2. Расчет и конструирование крайней сплошной колонны .
3. Расчет и конструирование средней двухветвевой колонны
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ ..
2. Определение нагрузок на ферму
3. Определение усилий в элементах фермы .
4. Расчет нижнего пояса на прочность и трещиностойкость ..
5. Расчет верхнего пояса на прочность .
6. Расчет раскосов и стоек .
Целью данного курсового проекта является проектирование железобетонного каркаса производственного здания представляющего собой пространственную систему состоящую из поперечных 2-х пролетных рам соединенных между собой в продольном направлении здания системой связей подкрановыми балками и покрытием. Основными несущими элементами каркаса являются плоские поперечные рамы с одноступенчатыми колоннами соединенными ригелем выполняемым в виде двускатной железобетонной балки и стропильной фермы.
Статический расчет поперечной рамы основывается на принципах и методах строительной механики. При расчете предполагается использование ЭВМ с применением программного комплекса «ЛИРА-САПР».
Выбор материалов и типов конструкций не предусмотренных заданием производится на основе технической целесообразности максимальной сборности и экономичности по учебной и справочной литературе.
Грузоподъёмность кранов т
Двухпролетное производственное здание место строительства г. Самара. Тип местности В. Пролет здания . Стропильные конструкции первого и второго пролета – железобетонные фермы. Колонны железобетонные из бетона класса В20. Железобетонная ферма из бетона класса В40. Высота здания от пола до низа несущих конструкций покрытия – . Здание оборудовано электрическими кранами среднего режима работы по два в каждом пролете грузоподъемностью .
Устройство фонарей не предусматривается цех оборудован лампами дневного света.

3. Колонны.docx

2. РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОНН
1. Исходные данные для проектирования
1.1. В качестве расчетных сечений принимаются (рис. 2.1):
– сечение 1-1 – над крановой консолью;
– сечение 2-2 – под крановой консолью;
– сечение 3-3 – у основания колонны.
Для каждого из них принимаем из таблиц РСУ экстремальные сочетания внешних нагрузок (см. прил. 1 и 2 – выделены рамкой). Все принятые значения сводим в табл. 3.
*В скобках указаны длительнодействующие значения РСУ
Рис. 2.1. Расчетные сечения в колоннах
1.2. Для расчета принимаем тяжелый бетон класса В15 со следующими расчетными характеристиками согласно СП 63.13330.2018 (см. табл. 6.8 6.11) [1]:
- – расчетное сопротивление бетона на осевое сжатие (призменная прочность) для предельного состояния первой группы;
- – расчетное сопротивление бетона на осевое растяжение для предельного состояния первой группы;
- – начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении.
Влияние длительности действия нагрузок на прочность бетона учитываем коэффициентом условий работы равным 10 при действии всех нагрузок включая кратковременные нагрузки [1].
1.3. Колонны армируем продольными стержнями из горячекатаной арматуры класса А400 со следующими расчетными характеристиками согласно СП 63.13330.2018 (см. табл. 6.14 п. 6.2.12) [1]:
- – расчетное сопротивление арматуры при растяжении-сжатии для предельных состояний первой группы;
- – модуль упругости арматуры при растяжении и сжатии для арматуры класса А и В.
Для армирования поперечными стержнями (хомутами) принимаем арматуру класса А240.
Геометрические размеры колонн установлены в гл. 2. п. 1.1.6.
Расчетные длины колонн
В плоскости поперечной рамы
Из плоскости поперечной рамы
при учете нагрузок от крана
без учета нагрузок от крана
=12(4300+7250)= =13860 мм
2. Расчет и конструирование крайней сплошной колонны
2.1. В курсовом проекте конструируем и рассчитываем одну крайнюю колонну ту в которой действуют максимальные усилия. Рассматриваем и рассчитываем симметричное и несимметричное армирование для сравнения технико-экономических показателей.
Анализируя табл. 3 для расчета принимаем крайнюю колонну по оси В.
2.2. Расчет надкрановой части колонны.
Размеры прямоугольного сечения – .
Для продольной арматуры принимаем защитный слой бетона согласно СП 63.13330.2018 (см. п. 10.3) [1] тогда рабочая высота сечения:
Рассматриваем сечение 1-1 (см. рис. 2.1.) на уровне верха консоли и принимаем усилия для расчета из табл. 3:
а) Расчет в плоскости изгиба.
I. Определим коэффициент увеличения начального эксцентриситета и расчетный эксцентриситет продольной силы.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. 4:
– при учете крановых нагрузок:
– без учета крановых нагрузок:
Значение случайного эксцентриситета определяем исходя из выражения:
Принимаем максимальное из значений .
Значение расчетного эксцентриситета продольной силы определяем исходя из выражения (знак «-» при вычислении эксцентриситета не учитываем):
следовательно случайный эксцентриситет не учитываем принимаем .
Находим моменты внешних сил относительно центра тяжести растянутой (менее сжатой) арматуры:
Определим минимальную гибкость в плоскости изгиба:
необходимо учитывать влияние прогиба колонны на её несущую способность.
Находим условную критическую силу Ncr и коэффициент увеличения начального эксцентриситета .
Так как моменты М и Мl имеют одинаковые знаки необходимо вычислить коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб колонны:
где – коэффициент равный 1 для тяжелого бетона.
для расчета принимаем .
Определим коэффициент приведения арматуры к бетону:
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования .
Условная критическая сила:
размеры сечения достаточны.
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета:
Расчетный эксцентриситет продольной силы:
II. Рассмотрим симметричное армирование.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
Значение предельной высоты сжатой зоны:
Коэффициент относительной величины продольной силы:
При требуемая площадь сечения симметричной арматуры составляет:
по расчету продольная арматура не требуется.
Минимальная площадь сечения продольной арматуры при гибкости составляет:
По расчету выяснилось что нужна продольная арматура но площадь ее сечения мы не можем принять меньше минимальной следовательно сжатую и растянутую арматуру принимаем по 320 .
Определим коэффициент армирования сечения:
значительно отличается от первоначального принятого поэтому производим корректировку расчета.
Принимаем вычисленный коэффициент армирования .
Определим условную критическую силу:
Определим коэффициент увеличения начального эксцентриситета:
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры:
по расчету требуется продольная арматура.
Окончательно сжатую и растянутую арматуру принимаем исходя из расчета но не меньше минимальной по 322 .
отличается от принятого поэтому производим корректировку расчета.
Окончательно сжатую и растянутую арматуру принимаем исходя из расчета но не меньше минимальной по 320 .
не отличается от принятого поэтому не производим корректировку расчета.
Сжатую и растянутую арматуру устанавливаем у коротких граней надкрановой части колонны.
У широких граней предусматриваем по 116 А400 с тем чтобы расстояния между продольными стержнями не превышали 400 мм.
Рис. 2.2. Симметричное армирование надкрановой части колонны
III. Рассмотрим несимметричное армирование.
Определим требуемую площадь сечения сжатой арматуры:
сжатая арматура по расчету не требуется.
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры при гибкости составляет:
Определим требуемую площадь сечения растянутой арматуры:
растянутая арматура требуется по расчету.
Принимаем сжатую арматуру конструктивно так как она не требуется по расчету но не меньше минимальной по 316 .
Принимаем растянутую арматуру исходя из расчета но не меньше минимальной по 336 .
размеры сечения достаточны.
Окончательно принимаем сжатую арматуру конструктивно так как она не требуется по расчету но не меньше минимальной по 314 .
Окончательно принимаем растянутую арматуру исходя из расчета но не меньше минимальной по 336 .
Рис. 2.3. Несимметричное армирование надкрановой части колонны
близко от первоначального принятого поэтому не производим корректировку расчета.
У широких граней предусматриваем по 116 А400 с тем чтобы расстояния между продольными стержнями не превышали 400 мм.
Расчеты двух видов армирования сводим в табл. 5
Технико-экономические показатели армирования надкрановой части крайней колонны
Итого для симметричного армирования: 1884 мм2
Итого для несимметричного армирования: 3516 мм2
Анализируя табл. 5 выбираем симметричное армирование (рис. 2.2.) надкрановой части т.к. это армирование более экономичнее чем несимметричное.
б) Расчет из плоскости изгиба.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы т.е. . Расчетная длина надкрановой части из плоскости составляет (см. табл. 4). Так как гибкость из плоскости меньше гибкости в плоскости изгиба расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.
2.3. Расчет подкрановой части колонны.
Рассматриваем сечение 2-2 и сечение 3-3 (см. рис. 2.1.) на уровне низа консоли и на уровне обреза фундамента и принимаем усилия для расчета по сечению 3-3 из табл. 3:
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости изгиба по табл. 4:
Находим моменты внешних сил относительно центра тяжести растянутой (менее сжатой) арматуры:
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры при гибкости составляет:
Сжатую и растянутую арматуру принимаем исходя из расчета но не меньше минимальной по 320 .
Определим коэффициент :
по расчету требуется продольная арматура.
Окончательно сжатую и растянутую арматуру принимаем исходя из расчета но не меньше минимальной по 325 .
не отличается от принятого поэтому корректировку расчета не производим.
Сжатую и растянутую арматуру устанавливаем у коротких граней подкрановой части колонны.
Рис. 2.4. Симметричное армирование подкрановой части колонны
по расчету не требуется сжатая арматура.
Принимаем сжатую арматуру конструктивно но не меньше минимальной по 320 .
сжатая арматура не требуется по расчету.
Окончательно принимаем сжатую арматуру исходя из расчета но не меньше минимальной по 320 .
Рис. 2.5. Несимметричное армирование подкрановой части колонны
не отличается от первоначального принятого поэтому корректировку расчета не производим.
Расчеты двух видов армирования сводим в табл. 6
Технико-экономические показатели армирования подкрановой части крайней колонны
Итого для симметричного армирования: 2946 мм2
Итого для несимметричного армирования: 2082 мм2
Анализируя табл. 6 выбираем несимметричное армирование (рис. 2.4.) подкрановой части т.к. это армирование более экономичнее чем симметричное.
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы т.е. . Расчетная длина подкрановой части из плоскости составляет (см. табл. 4). Так как гибкость из плоскости меньше гибкости в плоскости изгиба расчет из плоскости изгиба можно не выполнять.
3. Расчет и конструирование средней двухветвевой колонны
3.1. При конструировании и расчете средней колонны в надкрановой части принимаем симметричное армирование.
3.2. Расчет надкрановой части колонны.
Рассматриваем сечение 1-1 (см. рис. 2.1.) на уровне верха консолей и принимаем усилия для расчета из табл. 3:
Определим коэффициент увеличения начального эксцентриситета и расчетный эксцентриситет продольной силы.
Так как моменты М и Мl имеют разные знаки необходимо проверить условие:
тогда для расчета принимаем .
Так как по расчету не требуется продольная арматура то сжатую и растянутую арматуру принимаем конструктивно но не меньше минимальной по 316 .
Окончательно сжатую и растянутую арматуру принимаем исходя из расчета но не меньше минимальной по 316 .
Рис. 2.6. Армирование надкрановой части колонны
3.3. Расчет подкрановой части колонны.
В подкрановой части колонна состоит из двух ветвей прямоугольного сечения соединенных распорками. Общая высота сечения подкрановой части ширина . Высота сечения отдельной ветви .
Для продольной арматуры принимаем защитный слой бетона согласно СП 63.13330.2018 (см. п. 10.3) [1] тогда расчетная высота сечения:
Расстояние между осями ветвей:
Расстояние между осями распорок (размеры по рис. 1.5):
Рассматриваем сечение 2-2 и сечение 3-3 (см. рис. 2.1.) на уровне низа консолей и на уровне обреза фундамента и принимаем усилия для расчета по сечению 2-2 из табл. 3:
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости изгиба:
где h – высота консольной части колонны (см. рис. 1.5).
При выяснении необходимости учета гибкости колонны имеем ввиду что подкрановая часть колонны представляет составной решетчатый стержень расчетная длина (или гибкость) которого не совпадает с расчетной длинной (гибкостью) сплошного стержня.
Приведенную гибкость подкрановой части колонны определим как для стержня составного сечения по формуле:
тогда гибкость будет равна:
следовательно необходим учет влияния прогиба элемента.
Условная критическая сила для составного сечения колонны с высотой сечения ветви :
Так как в расчетной схеме (см. рис. 1.10) учены две ветви и распорки между ними то нет необходимости распределять усилия M N Q найденные из статического расчета между элементами подкрановой части колонны.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры ветвей предварительно вычислив следующие вспомогательные коэффициенты:
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры ветви:
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры составляет:
незначительно отличается от первоначального принятого поэтому корректировку расчета не производим.
Рис. 2.7. Армирование ветвей подкрановой части колонны
За высоту сечения ветви принимаем её размер из плоскости поперечной рамы т.е. . Расчетная длина подкрановой части из плоскости составляет тогда гибкость из плоскости больше гибкости в плоскости изгиба – следовательно необходим расчет из плоскости.
Так как расчет выполняем на действие продольной силы с учетом случайного эксцентриситета мм из условия:
где А – площадь бетонного сечения колонны;
– площадь всей арматуры в сечении подкрановой части колонны;
Здесь – коэффициенты принимаемые по табл. 26 и 27 [10].
В подкрановой части колонны с каждой стороны параллельной плоскости поперечной рамы установлено по 322 А400 при этом площадь промежуточных стержней равна 13 площади всей продольной арматуры. При отношении и гибкости из плоскости по табл. 26 и 27 [10] находим коэффициенты и . Тогда при (1222 А400):
прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
3.4. Расчет распорки.
Размеры сечения распорки: .
Наибольшая поперечная сила (см. табл. 3) в подкрановой части колонны действует в сечении 2-2 (см. рис. 2.1) и равна .
Продольную арматуру распорки подбираем как для изгибаемого элемента прямоугольного профиля. Так как эпюра моментов в распорке двузначная принимаем симметричное армирование:
Принимаем по 316 А400 .
Необходимость поперечной арматуры в распорке проверяем из условий обеспечивающих отсутствие наклонных трещин:
где – коэффициент определяемый по табл. 21 [10] для тяжелого бетона равен 15;
– коэффициент учитывающий влияние продольных сил так как в распорке продольные силы отсутствуют ;
c – величина проекции опасной наклонной трещины на продольную ось распорки принимаемая равной но не более расстояния в свету между внутренними гранями ветвей колонны т.е. .
В нашем случае следовательно принимаем .
Оба условия выполняются т.е. по расчету поперечная арматура не нужна.
Конструктивно принимаем хомуты: 6 А240 с шагом .
Рис. 2.8. Армирование распорки подкрановой части средней колонны

4. Ферма.docx

3. РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
1. Исходные данные для проектирования
1.1. Требуется запроектировать сегментную раскосную ферму с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой пролетом 24 м при шаге ферм 12 м (рис. 3.1.).
Рис. 3.1. Геометрическая схема фермы
Геометрические размеры фермы приняты по типовой серии ПК-01-12978:
- фактический размер он же расчетный пролет фермы равный ;
Расстояние между узлами по верхнему поясу (панель фермы) назначаем 3 м что обеспечивает передачу нагрузки от плит покрытия в узлы фермы и исключает местный изгиб верхнего пояса.
Элементы фермы выполняются прямоугольного сечения.
1.2. Для расчета принимаем тяжелый бетон класса В40 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении со следующими расчетными характеристиками согласно СП 63.13330.2018 (см. табл. 6.7-6.8 6.11) [1]:
- – расчетное сопротивление бетона на осевое сжатие (призменная прочность) для предельных состояний первой группы;
- – расчетное сопротивление бетона на осевое сжатие (призменная прочность) для предельных состояний второй группы;
- – расчетное сопротивление бетона на осевое растяжение для предельных состояний первой группы;
- – расчетное сопротивление бетона на осевое растяжение для предельных состояний второй группы;
- – начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении.
Влияние длительности действия нагрузок на прочность бетона учитываем коэффициентом условий работы равным 10 при действии всех нагрузок включая кратковременные нагрузки [1].
1.3. Напрягаемую арматуру нижнего пояса принимаем из арматуры класса А600 со следующими расчетными характеристиками согласно СП 63.13330.2018 (см. табл. 6.13-6.14 п. 6.2.12) [1]:
- – расчетное сопротивление арматуры при растяжении для предельных состояний первой группы;
- – расчетное сопротивление арматуры при сжатии для предельных состояний первой группы;
- – нормативное и расчетное значение сопротивления растяжению для предельных состояний второй группы;
- – модуль упругости арматуры при растяжении и сжатии для арматуры класса А и В.
1.4. Арматуру верхнего пояса узлов и элементов решетки принимаем класса А400 со следующими расчетными характеристиками согласно СП 63.13330.2018 (см. табл. 6.14-6.15 п. 6.2.12) [1]:
- – расчетное сопротивление арматуры при растяжении-сжатии для предельных состояний первой группы;
- – расчетное сопротивление поперечной арматуры (хомутов и отогнутых стержней) растяжению для предельных состояний первой группы;
1.5. Хомуты из арматуры класса А240. Обжатие бетона производится при его передаточной способности .
К элементам фермы предъявляется 3-я категория требований к трещиностойкости т. е. допускается ограниченное по ширине непродолжительное и продолжительное раскрытие трещин.
2. Определение нагрузок на ферму
2.1. Все нагрузки на ферму прикладываются в виде сосредоточенных сил (см. рис. 3.3 3.4).
Состав и величины распределенных по площади нагрузок от покрытия а также нагрузка от собственного веса фермы приведены в табл. 1 (см. гл. 1 п. 1.4.2).
Сбор снеговой нагрузки представлен расчетом в гл. 1 п. 1.4.3.
Рис. 3.2. Расчетная схема фермы в конечноэлементном виде в ПК «ЛИРА-САПР»
Рис. 3.3. Нагрузка на ферму от собственного веса и веса покрытия
Рис. 3.4. Снеговая нагрузка на ферму
3. Определение усилий в элементах фермы
3.1. Усилия в элементах фермы определяем с помощью программного комплекса «ЛИРА-САПР». Ферму рассчитываем на действие двух загружений: от постоянной нагрузки и от снеговой нагрузки.
Эпюры полученных усилий представлены на рис .3.5 3.6.
Рис. 3.5. Эпюра усилий N от постоянной нагрузки.
Минимальное усилие: -579023 кН; Максимальное усилие: +579093 кН
Рис. 3.6. Эпюра усилий N от снеговой нагрузки.
Минимальное усилие: -33825 кН; Максимальное усилие: +338473 кН
3.2. Определенные в ходе расчёта усилия (см. прил. 3-4) в стержнях фермы для каждого загружении сводим в табл. 7.
Сводная таблица усилий в стержнях фермы
Усилия от расчетных нагрузок кН
4. Расчет нижнего пояса на прочность и трещиностойкость
4.1. По рекомендациям [9] а также согласно типовой серии ПК-01-12978 принимаем размеры сечения нижнего пояса . Расчет нижнего пояса производим по прочности (подбор напрягаемой арматуры) и трещиностойкости (проверка по образованию и раскрытию трещин). Натяжение арматуры производится на упоры.
4.2. Подбор напрягаемой арматуры. Из табл. 7 следует что наибольшее растягивающее усилие действует в стержне 13 нижнего пояса. Требуемую площадь сечения напрягаемой арматуры определяем как для центрально–растянутого элемента:
Принимаем 425 А600 .
Коэффициент армирования нижнего пояса:
Рис. 3.7. Армирование нижнего пояса фермы
4.3. Проверка на трещиностойкость. Расчет ведем от нормативных нагрузок – максимальное нормативное усилие в стержне 13:
где – коэффициент надежности по нагрузке.
Предварительное напряжение арматуры принимают не более для горячекатаной арматуры [1]:
Значение коэффициента натяжения арматуры при благоприятном влиянии предварительного напряжения принимается равны 09 [1].
Коэффициент приведения арматуры к бетону:
Площадь приведенного сечения нижнего пояса:
4.3.1. Первые потери для арматуры класса А600 при механическом способе натяжения определяются по формулам [1]:
) От релаксации напряжений в арматуре:
) От температурного перепада:
где – принятый согласно СП [1] температурный перепад так как отсутствуют точные данные.
) От деформации стальной формы (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму принимаем так как отсутствуют данные о конструкции формы и технологии изготовления.
) От быстронатекающей ползучести.
Усилие обжатия с учетом потерь по позициям 1 2 3:
Сжимающее напряжение в бетоне от действия этого усилия:
Коэффициент принимаем [10 поз. 6 табл. 4].
При потери от быстронатекающей ползучести определяем по формуле:
Итого первые потери:
4.3.2. Вторые потери от усадки и ползучести бетона.
) От усадки бетона класса В40 – .
- усилие обжатия с учетом первых потерь:
- сжимающие напряжения в бетоне:
При уровне напряжений потери от ползучести определяем по формуле:
Итого вторые потери:
что больше 100 Мпа [10 1.16].
Усилие обжатия с учетом полных потерь:
4.3.3. Определяем усилие трещинообразования и вводим коэффициент 085 учитывающий снижение трещиностойкости нижнего пояса вследствие влияния изгибающих моментов возникающих в узлах фермы:
Так как в нижнем поясе образуются трещины и необходимо выполнить расчет по раскрытию трещин.
4.3.4. Проверяем непродолжительное раскрытие трещин при действии усилия и продолжительное при действии усилия . Влияние жесткости узлов приближено учитываем коэффициентом 115.
Усилие определяется как сумма постоянной нагрузки и 30% снеговой нагрузки:
Приращение напряжений в арматуре:
– от полной нагрузки:
– от постоянной и длительно действующей нагрузки:
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки:
где – для центрально–растянутых элементов;
– при непродолжительном действии нагрузки;
– для стержней периодического профиля при в нашем случае .
Начальная (кратковременная) ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Продолжительная ширина раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок:
где – при продолжительном действии нагрузки.
Непродолжительная ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки:
Вывод: проверка показала что при действующих нагрузках на ферму раскрытие трещин в нижнем поясе фермы не происходит так как значения получились отрицательными.
5. Расчет верхнего пояса на прочность
5.1. Согласно типовой серии ПК-01-12978 принимаем размеры сечения верхнего пояса .
Из табл. 7 следует что наибольшее сжимающее усилие действующее в стержнях 23 и 24 равно .
5.2. Т.к. расчетный эксцентриситет продольной силы верхний пояс рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета равного наибольшему из следующих значений:
Окончательно принимаем .
Расчетные длины стержней верхнего пояса принимаем по табл. 24 [9] при :
– в плоскости фермы:
– из плоскости фермы:
5.3. При расчетном эксцентриситете и наибольшей гибкости расчет верхнего пояса выполним по рекомендациям п. 3.64. [9]. В первом приближении задаемся коэффициентом армирования и находим коэффициент учитывающий длительность загружения и гибкость элемента:
где и принятые по табл. 26 и 27 [10] при наибольшей гибкости и при отношении
где (см. п. 3.4.3.4.).
Так как. для дальнейшего расчета принимаем .
Определим требуемую площадь сжатой арматуры:
Расчеты показали что для этих стержней площадь сечения арматуры получается отрицательной. Поэтому армирование сечений этих панелей принимаем конструктивно в количестве 412 А400 [5 с.205].
Определим коэффициент армирования:
значительно отличается от первоначально принятого поэтому сделаем повторное приближение.
Принимаем и находим коэффициент учитывающий длительность загружения и гибкость элемента:
для дальнейшего расчета принимаем .
Окончательно принимаем 412 А400 .
Рис. 3.8. Армирование верхнего пояса фермы
В остальных элементах верхнего пояса фермы усилия незначительно отличаются от максимального поэтому в целях упрощения эти элементы не рассчитываем.
6. Расчет раскосов и стоек
6.1. Расчет раскосов.
Согласно типовой серии ГОСТ 20213-2015 принимаем размеры сечения раскосов .
6.1.1. Раскосы 28 и 33.
Используя значения из табл. 7 определим и запишем расчетные усилия:
– нормативные усилия:
где 12 – коэффициент надежности по нагрузке.
Определим требуемую площадь сечения арматуры:
Принимаем 412 А400 .
Определим приращение напряжения в арматуре:
согласно рекомендациям п. 4.7 [9] принимаем .
Определим коэффициент :
Проверим продолжительную ширину раскрытия трещин при действии усилия с учетом влияния жесткости узлов:
– для арматуры класса А400.
Рис. 3.9. Армирование 28-го и 33-го раскоса
Проверка показала что при действующих нагрузках на ферму величина раскрытия трещин в раскосах 28 и 33 входит в допустимые значения.
6.1.2. Раскосы 29 и 32.
Наибольшее усилие в стержнях 29 и 32 составляет . Усилия отрицательны следовательно расчет проводим как для центрально сжатых элементов.
Т.к. расчетный эксцентриситет продольной силы раскос рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета равного наибольшему из следующих значений:
Расчетные длины раскоса принимаем по табл. 24 [9] при (b1 и b2 – ширина сечения соответственно верхнего пояса и раскоса фермы):
– в плоскости фермы:
При расчетном эксцентриситете и наибольшей гибкости расчет стойки выполним по рекомендациям п. 3.64. [9]. В первом приближении задаемся коэффициентом армирования и находим коэффициент учитывающий длительность загружения и гибкость элемента:
где и принятые по табл. 26 и 27 [9] при наибольшей гибкости и при отношении ;
по расчету сжатая арматура не требуется.
Конструктивно принимаем 48 А400 .
Вследствие незначительных сжимающих усилий в раскосах 29 и 32 арматуру в них также устанавливаем конструктивно 48 А400 .
Рис. 3.10. Армирование 29-го 32-го 30-го и 31-го раскоса
Согласно типовой серии ПК-01-12978 принимаем размеры сечения стоек .
6.2.1. Стойки 17 и 19.
Из табл. 7 следует что наибольшее сжимающее усилие действует в стойке 19 равное .
Т.к. расчетный эксцентриситет продольной силы стойку рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета равного наибольшему из следующих значений:
Расчетные длины стойки принимаем по табл. 24 [9] при (b1 и b2 – ширина сечения соответственно верхнего пояса и раскоса фермы):
В стойке 18 фермы усилия незначительно отличаются от максимального поэтому в целях упрощения этот элемент не рассчитываем.
Рис. 3.11. Армирование стоек фермы