Проектирование ж/б промышленного здания

Курсовик Каблуков.dwg

КП-02069562-270102-28-08
Главный корпус автомобильного завода
Механизмы Наим. кол.
Кол-во рабочих в 1 смену
Монтаж колонн до 20т
Монтаж фахверковых колонн
Монтаж подкрановых балок до 5т
Монтаж подкрановых балок до 11т
Монтаж стропильных ферм до 12т
Монтаж стропильных балок до 9т
Монтаж плит покрытия до 1.5м
Монтаж плит покрытия до 20м
Монтаж плит покрытия до 36м
Заделка стыков колонн
Электросварка ст. металл. колонн с фунд.
Электросварка закл. деталей подкр. балки
Электросварка закл. дет. плит покр. с ферм.
Заливка швов плит покрытия
Электросварка ст. жб колонн с стр. констр.
Монтаж стеновых панелей до 5м
Монтаж стеновых панелей до 10м
Монтаж стеновых панелей до 15м
Заливка стыков плит покрытия
Заделка стыков стеновых панелей
Электросварка стен. панелей с колонной
График движения рабочих
КП-02069562-270102-28-09
Монтаж конструкций одноэтажного промышленного здания
график движения рабочих
Rстроп.ф.=11.5 и 12.0
Ст.33 - монт. метал. фахв. колонн ось В и строп. ось пролет 9
Ст.34 - плит покр оси Б
Ст.32 - плит покр оси Б
Схема проходки крана МКГ-40 I-го монтажного потока
Схема проходки крана ДЭК-50 II-го монтажного потока
Схема проходки крана МКГ-40 III-го монтажного потока
) Ст.33 - монтируются стропильная ферма по оси Б-В
) Ст.34 - монтируются плиты покрытия по осям Б-В
) Ст.32 - монтируются плиты покрытия по осям Б-В
-8 L=24.5м; металлическая фахверковая колонна по оси В
Одноэтажное промышленное здание
Совмещенный план колонн и план раскладки плит покрытия
Совмещенный план подкрановых балок и стропильной ферм и балок
Схема установки стропильных ферм
- вышка АГП-22 (ЗИЛ-130).
- монтажная распорка
- смонтированное покрытие
Схема установки подкрановых балок
- колонна среднего ряда
- колонна крайнего ряда
Схема установки колонн
- колона крайнего ряда
- колона среднего ряда
- фундамент под колонну
Схема монтажа плит покрытия
Схема установки стропильных
Наименование механизмов
График движения машин и механизмов
Сварочный аппарат II поток
Сварочный аппарат III поток
Наименование конструкций
График доставки материалов и конструкций
график доставки материалов и конструкций
Qтр=20.01т. Hтр=20.55м. Lтр=7.05м.
Qтр=11.91т. Hтр=17.9м. Lтр=6.669м.
Qтр=10.95т. Hтр=24.8м. Lтр=6.749м.
Qтр=6.36т. Hтр=23.75м. Lтр=28.565м.
Qтр=12.9т. Hтр=18.5м. Lтр=7.05м.
Qтр=4.49т. Hтр=17.8м. Lтр=6.388м.
Qтр=9.42т. Hтр=19.9м. Lтр=5.585м.
Qтр=4.06т. Hтр=20.3м. Lтр=18.5м.
открытые складские помещения
площадка приготовления бетона
место бытового городка
Условные обозначения
контур строящегося здания
временное ограждение строительной площадки
линии электроснабжения (возжушные)
выездной стенд с транспортной схемой
Стык ригеля с колонной
-арматурные выпуски из ригеля и колонны 32 A-III 2-ванная сварка 3-вставка арматуры 4-поперечные стержни
привариваемые на монтаже 5-бетон замоноличивания 6-стальные закладные детали
Второстепенная балка
Спецификация арматуры фермы.
Одноэтажное промышленное здание с мостовым краном
Конструкция колонны крайнего ряда
ф10 Аs=12.56 s=200 с=200
ф12 Аs=12.4 s=200 с=200
Обмазочная гидроизоляция
Конструкция фундамента под крайнюю колонну
Совмещенный план покрытия

Курсовой по ЖБК №2.doc

Район строительства – город Владивосток. Здание отапливаемое однопролётное общей длиной . Пролёт здания шаг колонн . Мостовые краны среднего режима работы грузоподъёмностью .
Снеговая нагрузка – район II .
Ветровая нагрузка – район IV .
Средняя скорость ветра за 3-и наиболее холодных месяца - .
Кровля рулонная. Плотность утеплителя толщина .
Условное расчётное давление на грунт .
Конструктивная схема здания.
Элементом конструкции одноэтажного каркасного здания являются: колонны заделанные в фундамент; ригели покрытия (ферма) опирающиеся на колонны; подкрановые балки; горизонтальные и вертикальные связи по покрытию и колоннам.
Основные конструкции каркаса – поперечные рамы образованные колоннами заделанными в фундамент и ригелями. В поперечном направлении пространственная жёсткость обеспечивается поперечными рамами. В продольном направлении продольными рамами образованными колоннами элементами покрытия подкрановыми балками и вертикальными связями.
Перемещение груза поперёк пролёта производственного здания осуществляется движением по мосту крана тележки с крюком (в пролёте работают 2 мостовых крана) грузоподъёмностью .
Таблица 2.1. Характеристики мостового крана
Грузоподъемность крана
подкран. балки к раб. оси
Давление одного колеса на подкран. балку
КР70: высота рельса-120мм; ширина головки-70мм; ширина подошвы-120мм; площадь сечения-673см2; масса 1м-527кг.
Компоновка поперечной рамы.
В качестве основной несущей конструкции покрытия принята сегментная железобетонная ферма с напрягаемой арматурой класса пролётом 24 м массой 1035 кН. Устройство фонарей не предусмотрено. Цех оборудуется лампами дневного света.
Плиты покрытия ребристые преднапряжённые размером . Подкрановые балки железобетонные преднапряжённые высотой и массой 10434 кН. Высота подкранового рельса марки КР-70 - .
Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики колонн и на фундаментные балки. Колонны железобетонные прямоугольного сечения отметка оголовка кранового рельса .
Требуемая высота колонны:
- нижней части колонны:
- верхней части колонны:
Требуемая высота колонны от отметки 0.000 до отметки низа стропильной конструкции:
Назначаем высоту колонны кратно 0.6 с учётом применения типового стенового ограждения принимаем .
Пересчитываем верхнюю часть колонны:
С учётом заглубления обреза фундамента ниже нулевой отметки на 0.15 м высота колонны от низа фундамента до низа стропильной конструкции:
Округляем до двух плит по 1.2 м.
Привязку крайних колонн к разбивочным осям при шаге 12 м кране грузоподъёмности 20 т ( 30 т) при длине 16.95 м ( 18 м) принимаем 250 мм.
Колонны принимаем сквозные двухветвевые прямоугольного сечения.
Размеры сечений колонны установлены в соответствии с рекомендациями гл. 13 [1].
Размеры сечения колонны в надкрановой части принимаются: . Размеры сечения колонны в нижней подкрановой части принимаются: . Высота сечения ветви . Расстояние между осями распорок принимаются . Расстояние от уровня пола до низа первой надземной распорки составляет 2 м. Нижняя распорка располагается ниже уровня пола. Высоту сечения распорки принимают .
Сбор нагрузок на поперечную раму.
Постоянная нагрузка.
Нагрузка от веса покрытия приведена в таблице.
Нормативная нагрузка Нм2
Коэф. надёжности по нагрузки
Расчётная нагрузка Нм2
Жб ребристых плит покрытия размером в плане 3х12 м с учётом заливки швов
Обмазочной пароизоляции
Утеплителя (готовые плиты)
Асфальтовой стяжки толщиной 2 см
Расчётное опорное давление фермы:
где 1.1 – коэффициент надёжности по нагрузке.
Расчётная нагрузка от веса покрытия с учётом коэффициента надёжности по назначению здания на крайнюю колонну:
Расчётная нагрузка от веса стеновых панелей передаваемых на колонну выше отметки 16.2 м:
Нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на колонну выше отметки 12 м:
Нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемая на фундаментную балку:
Расчётная нагрузка от веса подкрановых балок:
- вес подкрановой балки.
Расчётная нагрузка от веса крайней колонны:
- надкрановая часть:
-подкрановая часть:
Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия для II района согласно главе СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» . Так как уклон кровли 3% 12% средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца снижают коэффициент перехода умножением на коэффициент т.е. . Расчётная снеговая нагрузка на крайние колонны при :
Вес поднимаемого груза: .
Согласно стандарту на мостовые краны база крана расстояние между колёсами вес тележки
Расчётное максимальное давление на колесо крана при :
Расчётная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетания :
где - сумма ординат линии влияния давления двух подкрановых кранов на колонну.
Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении:
Нормативное значение ветрового давления по главе СНиП «Нагрузки и воздействия» для I ветрового района тип местности С.
При условии значение аэродинамического коэффициента для наружных стен принято: с наветренной стороны с подветренной .
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки с наветренной стороны равно:
- для части здания высотой до 5 м от поверхности земли при коэффициенте учитывающем изменение ветрового давления по высоте :
- то же высотой до 10 м :
- то же высотой до 20 м :
На высоте 18.6 м в соответствии с линейной интерполяцией с наветренной стороны:
То же на высоте 16.8 м:
Переменную по высоте ветровую нагрузку с наветренной стороны заменяют равномерно распределённой эквивалентной по моменту в заделке консольной балки длиной 16.8 м:
С подветренной стороны:
Расчётная равномерно распределённая ветровая нагрузка на колонны до отметки 16.8 м при коэффициенте надёжности по нагрузке коэффициенте надёжности по назначению :
- с наветренной стороны
- с подветренной стороны
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 16.8 м:
Определение усилий в стойках рамы при различных схемах загружения.
Определение эксцентриситетов для крайней колонны:
Определение изгибающих моментов:
- от постоянной нагрузки в уровне верха колонны:
- от постоянной нагрузки в уровне консоли:
- от снеговой нагрузки в уровне верха колонны:
- от снеговой нагрузки в уровне консоли:
Исходные данные для статического расчёта рамы.
Реакция от единичного смещения верха колонн
Число пролетов рамы:
Расчетная высота колонны м:
Высота надкрановой части колонны м:
Высота сечения верхней части колонны м:
Высота сечения нижней части колонны м:
Ширина сечения колонны м:
Колонна сплошногосквозного сечения (01):
Высота сечения ветви сквозной колонны м:
Число распорок в двухветвевой колонне:
Усилия от постоянной нагрузки
Момент в уровне верха колонны кН·м:
Момент в уровне консоли кН·м:
Сосредоточенная нагрузка от покрытия кН:
Нагрузка от навесного стенового ограждения
в уровне верха колонны кН:
в уровне консоли кН:
Нагрузка от подкрановой балки кН:
Нагрузка от собственного веса
надкрановой части колонны кН:
подкрановой части колонны кН:
Усилия от снеговой нагрузки
Нагрузка от снегового покрова кН:
Усилия от вертикальной крановой нагрузки
Вертикальная нагрузка от кранов
Эксцентриситет прилож вертикальной крановой нагрузки м:
Коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса:
Усилия от горизонтальной крановой нагрузки
Горизонтальная крановая нагрузка кН:
Высота подкрановой балки с рельсом м:
Усилия от ветровой нагрузки
Распределенная ветровая нагрузка:
с наветренной стороны кН·м:
с подветренной стороны кН·м:
Сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне верха колонны кН:
N Нагрузка Колонна по оси А Колонна по оси Б
пп Сеч 01 10 12 21 01 10 12 21
Постоян-M 31.9 80.9 -181.2 -16.2 -31.9 -80.9 181.2 16.2
ная N 601.3 637.8 831.1 985.6 601.3 637.8 831.1 985.6
Q 12.6 12.6 -12.6 -12.6
M 14.4 16.4 -15.2 -8.1 -14.4 -16.4 15.2 8.1
Снег N 114.9 114.9 114.9 114.9 114.9 114.9 114.9 114.9
КрановаяM 0.0 -27.9 105.8 11.9 0.0 12.8 -29.6 13.6
Dmax N 0.0 0.0 445.5 445.5 0.0 0.0 141.5 141.5
по А Q -7.2 -7.2 3.3 3.3
КрановаяM 0.0 -12.8 29.6 -13.6 0.0 27.9 -105.8 -11.9
Dmin N 0.0 0.0 141.5 141.5 0.0 0.0 445.5 445.5
по А Q -3.3 -3.3 7.2 7.2
КрановаяM 0.0 -20.9 -20.9 64.6 0.0 7.8 7.8 34.3
T по А N 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0
КрановаяM 0.0 7.8 7.8 34.3 0.0 -20.9 -20.9 64.6
T по Б N 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0
Ветер M 0.0 19.6 19.6 452.1 0.0 59.3 59.3 393.0
слева N 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0
Q 11.5 54.7 17.6 33.4
Ветер M 0.0 -59.3 -59.3 -393.0 0.0 -19.6 -19.6 -452.1
справа N 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0
Q -17.6 -33.4 -11.5 -54.7
Нагрузки и комбинации нагрузок
Сечения 1-2 2-1: ; ; ; ; ; ;
Расчёт прочности колонны.
Данные для расчёта сечений: бетон тяжёлый класса В 25 подвергнутый тепловой обработки при атмосферном давлении ; ; . Арматура класса А-III .
Сечение 1-0 на уровне верха консоли колонны. Сечение колонны при ; полезная высота сечения .
Комбинация расчётных усилий.
Усилия от продолжительного действия нагрузки: .
- необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
при (первое приближение).
При условии что высота сжатой зоны:
Относительная высота сжатой зоны:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Площадь арматуры назначают по конструктивным соображениям:
. Принимают 316 А-III с
Расчёт сечения колонны 1-0 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не делают так как
Шаг поперечной арматуры
Сечение 2-1 в заделке колонны. Высота всего сечения двухветвевой колонны 140 см; сечение ветви ; ; расстояние между осями ветвей ; расстояние между осями распорок при четырёх панелях ; высота сечения распорки 40 см. Согласно таблице в сечении действуют две комбинации расчётных усилий значениях их приведены в таблице.
Комбинации расчётных усилий.
Расчётная длина подкрановой части колонны при учёте нагрузки от крана во всех комбинациях:
Приведённый радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле:
Приведённая гибкость сечения - необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Предварительно задаются коэффициентом армирования (первое приближение).
Определяют усилия в ветвях колонны по формуле:
Так как принимаем конструктивно:
. Принимают 418 А-III с
Проверяют необходимость расчёта подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба.
Так как необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Значение случайного эксцентриситета:
Так как принимаем конструктивно: 418 А-III с
Расчёт промежуточной распорки.
Изгибающий момент в распорке:
Сечение распорки прямоугольное: .
Так как эпюра моментов двухзначная:
Принимаем 316 А-III с
Поперечная сила в распорке:
поперечную арматуру принимают конструктивно класса А-I с s=150мм.
Расчёт фундамента под колонну.
Расчётное сопротивление грунта R0=038 МПа; бетон тяжёлый класса В15 Rbt=075 МПа арматура класса А-II Rs=280 МПа. Вес единицы объёма материала фундамента и грунта на его обрезах γ = 1650кгм3 = 165 кНм3. Расчёт выполняют на наиболее опасную комбинацию расчётных усилий в сечении 2-1: комбинация
Нормативное значение усилий определено делением расчётных усилий на усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке γf =12: Mn= 376.88 кН×м Nn =1241.63 кН Qn= 51.38 кН.
По конструктивным требованиям минимальная высота фундамента:
где hзад = 12 м что не менее:
Нan ³ 05 + 033×h1= 05+033×13 = 0929 м; Нan > 15×b = 15×05 = 075 м
Нan ³ 33×0016 = 0528 м где 16 см – диаметр продольной арматуры колонны lan=33 для бетона класса В15.
Глубина заложения фундамента: .
Фундамент двухступенчатый высота ступени принята 500 мм.
Предварительно площадь фундамента определяют по формуле:
здесь 105 – коэффициент учитывающий наличие момента.
Назначая отношение сторон ba = 08:b = 08×215 = 172 м18 м.
Так как заглубление фундамента меньше 2м а ширина более 1м необходимо уточнить расчётное сопротивление грунта основания по формуле:
Принимаем по конструктивным соображениям .
Площадь подошвы фундамента А = 3.3 · 2.4 = 7.92 м2.
Момент сопротивления .
Определяют рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание:
м где h1 = 14 м – высота сечения колонны; bco Rbt = gb2×Rbt = 0825 МПа = 825 кНм2.
Полная высота: Н=010+005=015м15м. Принятая высота фундамента достаточна.
Определяют краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы:
Mnf = Mn+Qn×H = 376.88 + 51.38×15 = 453.95 кН×м.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Определяют напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а без учёта веса фундамента и грунта на его уступах от расчётных нагрузок:
где: Mf = M+Q×H = 452.25+61.65×15 = 544.73 кНм.
Рис.12. Схема фундамента.
Расчётные изгибающие моменты:
В сечении I-I: ai=a1=2.7м
В сечении II-II: ai=a2=2.1 м
В сечении III-III: ai=a3=1.4 м
Требуемое сечение арматуры: ;
В дальнейшем подбираем арматуру по максимальному значению требуемой площади сечения арматуры. Определяем число стержней:
Принимаем 1710 с Аs=13.35 см2 с шагом 200 и с =50мм.
Процент армирования:
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении III-III:
. Принимаем 1212 с Аs= 13.6см2:
Проектирование железобетонной сегментной фермы.
Требуется рассчитать и сконструировать предварительно напряжённую сегментную ферму
для кровли одноэтажного однопролетного здания пролетом 24 метров при шаге колонн 12 м.
Схема фермы и основные геометрические размеры применительно к типовым фермам серии
ПК –01–12968 марки ФСМ 24 1–3 НВ по справочнику.
Размеры панелей принять под плиты покрытий шириной 3 м. Предварительно напряженный
нижний пояс армируется арматурой А-V с натяжением на упоры. Верхний пояс и элементы решётки ( раскосы и стойки) армируются сварными каркасами из стали класса А– III. Ферма изготовляется из бетона класса В40. Бетонирование поясов и решетки выполняется одновременно твердение бетона с пропариванием. Характеристики бетона и арматуры принять аналогично примеру.
Назначение геометрических размеров: ширину панелей принимаем 3 м с расчетом чтобы ребра плит опирались в узлы верхнего пояса.
Высота фермы в середине пролета: м.
ширина сечения поясов: b = 300 мм высота h = 300мм
сечение раскосов принято b h = 300 200 мм.
Подсчет нагрузок. Принимаем равномерно распределенные нагрузки по таблице.
от покрытия: нормативная gn = 3000 расчетная g = 3450; временную снеговую соответственно расчетная Рр = 1200 нормативная Р = 12001.4 = 857 в том числе длительную Рld =0.3х1200=360 и кратковременную Рсd =0.7х1200=840
Собственный вес фермы равен 1035 тонн вес на 1 погоный метр 0385 т.
Распределение снеговой нагрузки в пролете фермы расмотренно в 2-х вариантах.
-й в виде равномерно распределённой по всему пролету.
Угол наклона верхнего пояса a = 265° что меньше 50° то принимаем интенсивность снеговой нагрузки распределённую по всему пролёту.
Подсчет угловых нагрузок: при действии постоянной и длительной временной равномерно распределенной нагрузок.
L1 = 12 м. – шаг ферм; qc =3.85 . 1.1 = 4.23 кН м
ld2 = (3000+2900)2 мм.
Учитывая незначительную разницу величин G1 G2 G3 для подсчета усилий в элементах фермы можно принять среднее значение G:
G = (2G1 + 2G2 + 3G3 ) 7 =(2 . 9968 + 2 . 9517 + 3 . 9309)7 = 936 кН.
При действии кратковременной равномерно распределенной нагрузки:
P1кр = pcdL1ld1c1 =084.12.29.1= 4092 кН
P2кр = pcdL1ld2c1 =084.12.(29+3)2.1= 4163 кН
P3кр = pcdL1ld3c1 =084.12.3.1= 4234 кН
Суммарные узловые нагрузки:
P1 + G1 = 4092 +9968 =13634 кН
P2 + G2 = 4163 +9517 =13424 кН
P3 + G3 = 4234 +9309 =13543 кН
Cреднее значение угловой нагрузки
(P+ G)m = (13634+13424+13543) 3 = 13534 кН
при действии кратковременной нагрузки по схеме треугольников ординаты эпюры полной снеговой нагрузки на опорах будут равны:
на опоре А: рА= рс2L1 = 1200 .16. 12 = 32256 Нм
в том числе длительной нагрузки рАld = 32256 . 03 = 96768 Нм
на опоре Б: рБ = рс2L1 = 1200 .08 . 12 = 16128 Нм
в том числе длительной нагрузки рБld = 16128 . 03 = 48384 Нм
Для правой половины фермы соответствующие ординаты будут в 2 раза меньше т.к. здесь коэффициент с2 = 08 вместо с2 = 16 для левой половины фермы. Длительная действующая часть временной нагрузки составляет (30%). Рnld =360 (30%) из полных 1200.
p1 = 32256 . 1035118=2829 кНм
p2 = 32256 . 745118=2037 кНм
p3 = 32256 . 45118=123 кНм
p4= 32256 . 15118=41 кНм
Узловые временные нагрузки:
Узловые постоянные нагрузки:
G1 = ql1L1+ qc ld1 = 345 . 311. 6 + 423 . 29 = 7664 кН
G2 = ql2L1+ qc ld2 = 345 . 30 . 6 + 4.23 . (29+3)2 = 7458 кН
G3 = ql3L1+ qc ld3 = 345 . 301. 6 + 4.23 . 3 = 75 0 кН
G =(2 . 7664 + 2 . 7458 + 3 . 75) 7 = 7535 кН
Полные узловые нагрузки (в том числе постоянные и длительные временые):
P1 + G1 = 7056 +7664 =1472 кН
(P1td + G 1) = 2117 +7664 = 9781 кН
P2 + G2 = 4819 +7458 =12277 кН
(P2td + G 2) = 1446 +7458 = 8904 кН
P3 + G3 = 246 +75 =996 кН
(P3td + G 3) = 738 +75 = 8238 кН
P4 + G3 = 461 + 75 = 7961 кН
(P4td + G3) = 138 + 75 = 7638 кН
P5 + G3 = 123 + 75 = 873 кН
(P5td + G3) = 369 + 75 = 7869 кН
P6 + G2 = 241 + 7458 = 9868 кН
(P6td + G2) = 723 + 7458 = 8181 кН
P7 + G1 = 3528 + 7664 = 11192 кН
(P7td + G1) = 1058 + 7664 = 8722 кН
Координаты узлов фермы ( м)
Координаты (m) по осям Связи
Ном.ФормКод Размеры сеченияКоэф.прПредел.гибкКоэффиц.
типасечеклаМарка стали или ив.длинсжатие рстусл.раб.
стерния сиф жесткость (Тс) Х Y А В Сжт Рст
загру Тип загружения соче-взаимо
НомерНом. узлов НомерДлина Усилия (Тс)
стер-типа стер- Размеры сечения
жня началконецстержжня(m)N растN сжат
Таблица. Усилия в стержнях фермы от действия узловых нагрузок.
Обозначение стержня по расчетной схеме
Усилия по схеме загружения № 1 тонн.
Усилия по схеме загружения № 2 тонн.
От постоянных и длительных нагрузок.
Расчетные характеристики бетона и арматурной стали:
для бетона класса В40 при gb2 = 09 Rb = 09 . 22 = 198 МПа Rbtser = 21 МПа
Rbt = 09 . 14 = 126 МПа Еb = 325 . 10 5МПа; прочность бетона к моменту обжатия - Rbp = 07 . 40 = 28 МПа.
Для стержневой арматуры класса А-V: RS = 680 МПа Rsser = Rsn = 785 МПа Еs = 19 . 10 5МПа.
Значение контролируемого напряжения арматуры при натяжении на упоры:
ssp =09 . Rsser = 09 . 785 =708 МПа принимаем 700 МПа что удовлетворяет условиям:
при p = 005ssp = 005 . 700 =35 МПа.
ssp – p = 700 – 35 = 665 > 0.3 . Rsser = 236 МПа.
Прочность бетона к моменту отпуска натяжения напрягаемой арматуры.
Rb = 0.7В = 07 . 40 = 28 МПа.
Расчет элементов фермы.
Расчет нижнего пояса: ведётся по предельным состояниям первой группы на прочность. Максимальное расчетное усилие согласно таблице принимаем по стержню (2) .
N = 3057 . 095 = 290415 кН определяем площадь сечения напрягаемой арматуры:
Аs= N RSgb6 = 290415680(100)115 = 371 см.
Принимаем 4 12 А-V с Аs = 452 см2.
Расчет по предельным состояниям второй группы.
Согластно СНиП [1] конструкции с напрягаемой стержневой арматурой класса А – V относится к третьей категории трещиностойкости. Соответственно этой категории и выполняют расчет при действии расчетных или нормативных нагрузок (gf = 1). При расчете нижнего пояса на трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты возникающие в результате жёсткости узлов введением опытного коэффициента gi =115 и gn = 09.
Расчетное усилие равно:
при учете всех нагрузок с коэффициентом надёжности по нагрузке g
то же с коэффициентом gi = 1:
Nn = 290415 12 =24201 кН
Результаты расчета нижнего пояса сведены в таблице.
Вид расчета и формула.
Данные расчета при армировании стержнями
Расчетное усилие N кН (при gf > 1)
Приведённое сечение см3 Аred = A +
25+1.9 . 1050.325 . 105 . 452 = 75129
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение при натяжении sspМПа
Прочность бетона при обжатии RbP=07В МПа
Коэфф. точности натяжения арматуры при подсчете потерь gsp
то же при расчете по образованию трещинlsp
Расчет по образованию трещин
Подсчет первых потерь напряжен. арматур.:
от релаксации напряжений стали МПа при механическом способе натяжения
от температурн. перепада при Dt=65°C.МПА
от деформации анкеров при натяжении на
жёсткие упоры стенда до бетонирован. МПа
9 . 105 . 03052500=2318
Dl = 125+015 .d=125+015 .12=305
Усилие обжатия бетона кН с учетом потерь
s1s2 s3 приgsp=1; Р1=gspAsp(ssp-s1-s2 -s3)(10-1)
. 452(700-50-81.2-2318)(10-1)=24662
Напряжения обжатия бетона от действия усилия Р1 МПа; sbp =P1Ared
a = 0.25 + 0.025 . 28 = 0.95 > 0.8
От деформации бетона вследствие быстронатекающей ползучести при sbp Rbpa=080;
s6=080 .40(sbp Rbp) МПа–при теплов.обраб.
Суммарные значения первых потерь МПа;
sl0SI = s1+ s2 + s3 + s6
+ 81.2 + 2318 + 612 =1605
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь МПа s01 = ssp– sIosi
Усилие предварительного обжатия бетона с
учетом первых потерь кН; Р01=s01Аsp(10-1)
95 . 452(10-1)=24385
Напряжение в бетоне от действия усилия
3850 75129(100) = 325
Подсчет вторых потерь:
от усадки бетона подвергнутого тепловой
обработке при бетоне класса В40 s8 МПа
от ползучести бетона при sbp Rbp075МПа
s9 = 085 . 150(sbp Rbp)
sbp Rbp = 325 28 = 012
Суммарное значение вторых потерь МПа
Полные потери предварительные напряжения МПа; s l0S = s l0S1 + s l0S2
05 + 553 = 2158 > 100
Напряжение в арматуре за вычетом всех потерь МПа; s 02 = s sp – s l0S
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения
gsp = 1 – Dgsp = 1 – 01 = 09;
gsp = 1+ Dgsp = 1 + 01 = 11;
. 35 700(1+14) = 0.03 0.1;
Полное усилие обжатия бетона при
gsp = 1 – 01 = 09 кН; Р02= g sp s02 . Asp(10-1) –
9 . 4842 . 452(10-1)–(612+40+153) . 2.26 .
Усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин кН;
Ncrc=gi(Rdt. ser(A+2aAs)+P02)
85[2.1(25.30+2.646.226)(10-1)+
+18309]=29471 Nn=24201
здесь Аs=226см2(86 А-I)продольная арматура огибающих сеток.
Так как Nn> Ncrc то трещиностойкость сечения не обеспечена и поэтому необходим расчет на раскрытие трещин.
Расчет по кратковременному раскрытию трещин
Расчетное нормативное усилие Nn от действия всех нагрузок при gf = 1 кН
Ширина раскрытия трещин мм по формуле
аcrc=djlh(ssEs)20(3.5–100m) . 3d
1 .1(13041.8.105)20(3.5-100.0.006)312=0.115 [acrc1] l
m = 452 25 . 30 =0.006
ss=(24201-18309) . 10452=1304
Ширина раскрытия трещин acrc меньше предельной [acrc1] l условие удовлетворяеться.
Расчет по продолжительному раскрытию трещин.
Расчетное усилие от действия постоянных и длительных нагрузок при gf = 1
16 . 0.95 1.2 = 16752
Приращение напряжений
ss = (Nnld – P02) Asp
(16752 – 18309)(10)452 = -3445
Ширина продолжительного раскрытия трещин acrc=djlhssEs20(3.5–100m) . 3d
1.51.1(-34451.9.105)20(3.5-100.0.006)312=
jl = 1.6 – 15m = 1.6 – 15.0.006= 1.51
Результаты расчета подтверждают что принятые размеры сечения нижнего пояса и его армирования удовлетворяют условиям расчета по первой и второй группам предельных состояний.
Расчет верхнего пояса .
Максимальное расчетное усилие по таблице в стержне (1) N = 1877 кН.
Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от расчетных то для унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с учетом gn = 0.95 армируем по усилию
N =1877 . 0.95 = 178315 кН; N
Принята арматура класса А – III Rs = 365 МПа. Сечение пояса b × h = 25×30 см длина панели l = 301 см расчетная длина l0 = 09 l =271 см. Отношение l0b = 27125 = 108 20 и
l0h = 27130 = 9 20. Пояс рассчитываем на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентриситета еа=1 см что равно 130h=30030=1 см и больше чем 1600l = 301600=0.5см.
По условию проверяем несущую способность сечения при е0 ≤ еа = 1 см.
N ≤ hj[RbA + Rsc (As + As)];
8315≤0886(198. 750 +365. 804)100 = 1380000
условие удовлетворяется; для определения j = j b +2(j r – j b)u предварительно задаёмся по конструктивным соображениям процентом армирования m = 1% и вычисляем:
As + As = mА = 001. 25 . 30 = 75 см2 что соответствует: 416 As = 804 см2:
определяем j b = 0905 и j r = 0905; тогда j = 0905 +2(0905 – 0905) 0198 = 0905;
коэффицент h = 1 так как h = 30 см > 20 см.
Проверяем прочность элемента с учетом влияния прогиба так как l0h = 09. Определяем условную критическую силу Ncr
где I = 25 . 303 12 = 56300 см4; j
b = 1 – для тяжёлого бетона; a = Еs Eb = 2. 105 0.325 . 105 = 6.154;
m =001 (как ранее принято – 1%); Is = mbh0(0.5h-a)2 =0.01. 25 . 26(0.5. 30-4)2 = 786 см4;
М1 = М + N . (h0-a)2 = 0+178315 . (26-4)2 = 1961465 кН. см;
dе = по п.36 СНиП 2.03.01–84
примем dе = dl.min = 0.212.
Коэффициент h=1(1-NNcr) = 1(1-1783155640) = 1.03; тогда расстояние
е = е0h+ 05h –a = 1.103 + 0.5 . 30 – 4 = 12.03 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
где w = 0.85 – 0.008gb2Rb = 0.85 – 0.008 . 0.9 . 22 = 0.692;
ssR = Rs = 365 МПа (при d ³ 10 мм А–III).
Относительная продольная сила
d = а h0 = 4 26 = 0.154.
При n1= 0139 xR = 0545 требуемая площадь симметрично расположенной арматуры
получается отрицательное значение следовательно по расчету на внецентренное сжатие с учетом влияния прогиба при принятом сечении пояса 25 30 см арматура не требуется. Оставляем размер сечения верхнего пояса одинаковым с нижним поясом и армирование по расчету при случайном эксцентриситете е0 = еа – 416 А–III с Аs = 804 см2
Расчет элементов решётки.
Рассмотрим первые раскосы (3) и (19) которые подвергаются растяжению максимальным усилием N=1151 кН (Nld=7996 кН) а с учетом коэффициента gn=0.95 N=1151. 0.95=10935 кН и
Nld=7996.0.95=8417 кН. Сечение раскосов 2515 см арматура класса А–III Rs=365 МПа.
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности
Аs = N Rs = 109350 365(100) = 30 см2;
Принимаем 4 10 А– III Аs = 314 см2.
Процент армирования
Определяем ширину длительного раскрытия трещин acr o при действии усилия от постоянных и длительных нагрузок учитываемых с коэффициентом gf=1;
acrc = djlh(ssEs)20(3.5-100m) 3d = 12 . 136 . 1. ( 223382.105 )20( 3.5-100.0.012 ) 310 = 018 мм
где j1 = 16 – 20 . 0010 = 1.4; gf.m» 1.2 – средний коэффициент надежности по нагрузке для пересчета расчетных усилий в нормативные.
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяет условию.
Остальные растянутые раскосы и стойки для которых по таблице значения усилия меньше чем для крайних раскосов армируем конструктивно 4 8 А –III Аs=201 см2.
Процент армирования m = 100 Аs A = 100 . 201 25 . 15 = 0.54% > mmin .
Несущая способность сечения Nc = Rs As = 365(100)201 = 73365 . 103 H = 7337 кН.
Рассчитываем наиболее нагруженные сжатые раскосы (7) и (15) N=1343.0.95=12768 кН.
Геометрическая длина раскосов l = 384 см расчетная l0 = 0.9l = 0.9 . 384 = 346 см.
Расчет раскосов ведут как внецентренно сжатых элементов с учетом случайного эксцентриситета е0 = h 30 = 15 30 = 05 см; еа = принят еа = 1см. Отношение l0 h = 346 165 = 23 > 20 расчет следует выполнять с учетом влияния прогиба на значение эксцентриситета продольной силы.
Принимаем симметричное армирование сечение Аs = x = х h0 » 1 и h=1.
Требуемая площадь сечения арматуры по условию
где е = е0h + (h2) –a = 1.1+152 – 3.5 = 5см;
gb2Rb = 09 . 22 = 198 МПа;
S0 = 0.5bh2 = 05 . 25 . 152 = 2810 см3;
Принимаем из конструктивных соображений 4 8 А– III Аs = 201 см2;
m = (201 (15.25))100 = 054%.
Аналогично конструктивно армируем все остальные сжатые раскосы так как усилия в них меньше чем для раскоса (15).
Расчет и конструирование узлов фермы.
При конструировании сегментной фермы необходимо уделять особое внимание надлежащей заделке сварных каркасов элементов решетки в узлах. Длину заделки стержневой арматуры 35d где d– диаметр стержня см. При меньшей длине заделки анкеровка напрягаемой арматуры обеспечивается постановкой по расчету соответствующих поперечных стержней.
Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней в нижнем поясе в пределах опорного узла
где N = 3057. 0.95 = 29042 кН– расчетное усилие в стержне (2) нижнего пояса с учетом gn = 0.95;
принято 4 8 A–III АS = 201 см2
Длина заделки lап = 35d =35. 08=28 см что меньше фактического значения заделки l1а=50 см
Расчет поперечной арматуры в опорном узле.
Расчетное усилие из условия прочности в наклонном сечении по линии отрыва АВ:
Ns2=Rs2As2 принимаем 1
a=29°– угол наклона линии АВ; ctg 29°=18.
Площадь сечения одного поперечного стержня
где RSw=290 МПа (при d ³ 10 мм класса А–III); n–количество поперечных стержней в узле пересекаемых линией АВ; при двух каркасах и шаге стержней 100 мм n=2.7=14 шт).
из конструктивных соображений принимаем стержни 10 A–III ASw=0785 см2.
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении (по линии АС) требуемая площадь поперечного стержня
где b – угол наклона приопорной панели; tgb=145290=05 и
hор=h0S = h-h12=78-302=63 см; N1=1877 . 0.95=17832 кН – усилие в приопорном стержне (1);
х– высота сжатой зоны бетона:
Zsw»0.6h0=0.6.63=378 см – расстояние от центра тяжести сжатой зоны бетона до равнодействующей усилий в поперечной арматуре опорного узла:
что меньше принятого 10 A–III с ASw=0785 см2; условие прочности на изгиб в наклонном сечении удовлетворяется.
Расчет поперечной арматуры в промежуточном узле.
Рассмотрим первый промежуточный узел где к верхнему поясу примыкает растянутый раскос(3) нагруженный максимальным расчетным усилием N = 1151 095 = 10935 кН.
Фактическая длина заделки стержней раскоса (3) за линии АВС =28см а требуемая длина заделки арматуры 12 A–III составляет lan=35d=35.1.2=42 см.
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяем по формуле
где а – условное увеличение длины заделки растянутой арматуры при наличии на конце коротыша или петли а=3d=3.12 =36 см k2=1 для узлов верхнего пояса и k2=105 для узлов нижнего пояса; j – угол между поперечными стержнями и направлением растянутого раскоса;
в примере j =63°24 по углу наклона первого раскоса (3) из геометрической схемы; cos j= cos63°24=0488; RSw=290 МПа = 29 кНсм2; k1=sSRS=2573365=0705; sS=NAS=109354.25=2573 кНсм2=2573 МПа; n – количество поперечных стержней в каркасах пересекаемых в линией АВС; в данном примере при двух каркасах и шаге s=100 мм n=14.
По расчету поперечные стержни в промежуточном узле не требуются. Назначаем конструктивно 6A–III через 100 мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определяем по условному усилию: N0S=0.04(D1+0.5D2)
где D1D2– усилия в растянутых раскосах а при наличии только одного раскоса N0S=0.04
При D1=N3=1151 кН усилие N0S=004.1151=46 кН.
Площадь сечения окаймляющего стержня
где RS0=90 МПа во всех случаях установленное из условия ограничения раскрытия трещин;
n2 =2–число каркасов в узле или число огибающих стержней в сечении;
принят 10A–III AS=0785 см2.
Аналогично изложенному выполняют расчет и в других узлах. В узлах где примыкают сжатые раскосы и стойки проектируем поперечные стержни из конструктивных соображений 6A–III
c шагом 100 мм а окаймляющие стержни 10 A-III.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М. Стройиздат 1986г.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Госстрой СССР 1988г.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: общий курс: Учебник для вузов М.: Стройиздат 1991г.
Мандриков А.П. Примеры расчёта железобетонных конструкций: Учебное пособие для техникумов. М.: Стройиздат 1989г.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без преднапряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). Госстрой СССР 1989г.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов с преднапряжением арматуры (к СНиП 2.03.01-84). Госстрой СССР 1989г.
Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование под редакцией А.Я Барашкова. Киев. 1987г.
Конструктивная схема здания . .
Компоновка поперечной рамы
Сбор нагрузок на поперечную раму ..
Определение усилий в стойках рамы при различных схемах загружения
Расчёт прочности колонны .
Расчёт фундамента под колонну крайнего ряда
Проектирование и расчёт фермы пролетом 24м ..
Графический материал