• RU
  • icon На проверке: 14
Меню

Проектирование и расчет одноэтажного промышленного здания - ж/б конструкции - курсовой

  • Добавлен: 01.07.2014
  • Размер: 874 KB
  • Закачек: 2
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Курсовой проект по дисциплине Железобетонные конструкции. 11 листов, включающих план здания, разрез, схема армирования двухветвевой колонны, схема армирования внецентренно-нагруженного фундамента, узлы элементов, спецификация элементов

Состав проекта

icon
icon ЖБК Золотёнкова курсовой №2.dwg
icon Записка ЖБК№2.doc

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon ЖБК Золотёнкова курсовой №2.dwg

ЖБК Золотёнкова курсовой №2.dwg
УЗЕЛ КРЕПЛЕНИЯ ОСНОВАНИЯ МАЧТЫ
СПЕЦИФИКАЦИЯ (ПРОДОЛЖЕНИЕ)
69355-270102-КП-2012
Одноэтажное прмышленное здание.
Курсовой проект по дисциплине "жб конструкции"
на тему: "Проектирование и расчет одноэтажного промышленного здания
Курсовой проект по дисциплине жб конструкции"
Схема расположения элементов армирования
ЭЛЕМЕНТОВ АРМИРОВАНИЯ
СПЕЦИФИКАЦИЯ (НАЧАЛО)

icon Записка ЖБК№2.doc

1. КОМПОНОВКА КАРКАСА.
В качестве основной несущей конструкции покрытия выбираем плиту покрытия 2Т пролетом 18м. При малоуклонной кровле создаются возможности механизации производства кровельных работ что дает экономию материалов и снижает трудоемкость работ. Устройство фонарей не предусматривается цех оборудуется лампами дневного света. Плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные размером 6х18 метров. Подкрановые балки железобетонные предварительно напряженные высотой 1 м. Наружные стены панельные навесные. Колонны крайние и средние железобетонные двухветвевые.
Отметка кранового рельса 85 м. Высота кранового рельса 120 мм.
Длина колонны 12800 мм. Учитываем кран грузоподъемностью 205 т.
СБОР НАГРУЗОК НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ.
1 Постоянные нагрузки.
Расчетное значение нагрузки от плиты покрытия 2Т:
Pn = Vb×gЖБ где Vb - объем бетона
Vb=(298×006+084×016)×18=56м3
Pn = 56×2500 = 14000 кг
P = Pn×gf = 14000×1.1 = 15400 кг
Fpпп = (PAпп)×B×L2 = (1540018×3)×
Fpкров = qpкр×Агр = 10986×6×182 = 59292 кг
F1 = Fpкров+ Fpпп = 59292 + 15400 = 213292 кг
Нагрузка от веса покрытия:
Нормативная нагрузка qн кгм2
Расчетная нагрузка qр кгм2
Цементно-песчаная стяжка t=20мм уд. вес 1800кгм3
Утеплитель (минераловатные плиты полужесткие 150-200мм)
Пароизоляция - один слой рубероида
Расчетная нагрузка от веса покрытия:
на крайнюю колонну = 213292 кг;
на среднюю колонну = 2 × = 426584 кг;
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления передаваемое на колонну выше отметки 84 м: F2=(1944+1292×2+40×18×6×1) ×095×11=519156 кг;
то же передаваемое непосредственно на фундаментную балку F3=(1296+1944+40×18×6×3) ×095×11=474012 кг.
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и рельса на них:
F4=(Fпб+Fрел) ×gf×gn = (11000 + 634) ×11×095 = 1215763 кг.
Расчетная нагрузка от веса колонн.
Крайние колонны: Средние колонны:
надкрановая часть F5 = 213441 кг; F5 =337013 кг;
подкрановая часть F6 = 593038 кг; F6 = 864738 кг.
2 Временные нагрузки.
Вес снегового покрова на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия для 4 района: S0= 150 кгм2. Т.к. уклон кровли 8% 12% то средняя скорость ветра 4мс > 2 снижают коэффициент перехода m=1 умножением на коэффициент К=12-01×V=12-01×4=08 т.е. к*m=08 =14:
на крайние колонны на средние колонны
F=150×08×1×6× (182) ×14×095 = 86184 кг; F=2×86184 = 172368 кг
Sy = 027+1+068 = 195
Давление от колес на колону от 2х кранов:
Dmax=Fnmax××y×Y1=195×11×195×085=356 т
Dmin=48×11×195×085=88 т
Расчетная поперечная тормозная сила на одно колесо:
Горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов на колонну при поперечном торможении: T = HPmax×y×gc = 1489×195×005 = 145 т
Находим моменты от крановой нагрузки:
крайняя колонна: Мmin= Pmin×e = 88×025 = 22 т×м
средняя колонна: Мmin= Pmin×e = 88×075 = 66 т×м
Скорость напора ветра по главе СНиП «Нагрузки и воздействия» для III района Wо=38 кгсм2.
Wо – нормативное значение ветрового давления;
k - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте;
c – аэродинамический коэффициент для наружных стен
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки
W5= 38×05×08×14 = 2128
W85= 38×061×08×14 = 2596
W10= 38×065×08×14 = 2766
W128=38×071×08×14 = 3022
W144=38×074×08×14 = 3149W15= 38×075×08×14 = 3192
Переменную по высоте нагрузку с наветренной стороны заменяем равномерно распределенной эквивалентной по моменту в заделке консольной балки длиной 128 м:
Wэкв=(21282)×[WI×522+WII×35×675+WIII×15×925+WIV×28×114]=(21282)×[2128×125+2362×35×675+ 2681×15×925 + 2894×28×114] = 892 кгм2
Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 128 м при коэфициенте надежности по нагрузке gf =14 коэфициенте надежности по назначению gn =095 с наветренной стороны:
qэкв1=2×Wэкв×В×се = 2×892×6×08 =8563 кгм;
с подветренной стороны:
qэкв2= qэкв1×сезсе = 8563×0608 = 6422 кгм
Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отметки 128 м:
W1 = (WIV×16×0.8) ×6×14×095×08 = 3086×16×08×6×14×095×08 = 25217 кг
W2= W1 ×сезсе = 25217×0608 = 18913 кг
W = W1 + W2 = 4413 кг
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ.
1 Расчет нагрузок на раму.
a = аl = 43128 = 0336
JВ=b×h312=50×38312=2286333 см4
JН = b×h×c2 2= 50×20×8022 = 3200000 см4
k = a3(JНJВ-1) = 03363×(32000002286333 - 1) = 049
Момент инерции одной ветви: J = 50×20312=333333 см4
k1=(1-a)3 =(1-0336)3 = 022
JВ=b×h312=50×60312=900000 см4
JН = b×h×c2 2= 50×30×11022 = 9075000 см4
k = a3(JНJВ-1) = 03363×(9075000900000 - 1) = 034
Момент инерции одной ветви: J = 50×30312=112500 см4
k1=(1-a)3 =(1-0336)3 = 019
r11==2+ (n-1) =2×268×Ев +(3 – 1)×848×Ев = 2232×Ев
От постоянной нагрузки
Продольная сила на крайней колонне = 213292 кг действует с эксцентриситетом е = 0 поэтому М1=0.
М2 состоит из нагрузок:
От стеновых панелей:
М = F2×e =519156×06 = 311494 кг×м;
М= F1×e=213292×031=661205 кг×м;
От подкрановых балок:
М= F4×e=1215763×025=303941 кг×м;
От надкрановой части:
М= F5×e=213441×031=66167 кг×м;
М2 = 661205 + 311494 + 66167 – 30394 =73492471 кг×м
Вычислим реакцию верхнего конца левой колонны:
Изгибающие моменты в сечениях крайней колонны:
М1-1 = Rе×а = -44162×43 = -1899 кг×м;
М2-2 = М1-1 + М2 = -1899 + 73492471 = 545028 кг×м;
М3-3 = М2 + Rе×Н = 73492471 – 44162×128 = 169651 кг×м
Продольные силы в крайней колонне:
N0-0 = F1= 213292 кг;
N1-1 = F1 + F5= 213292 + 213441 = 2346361 кг;
N2-2 = F1 + F5 + F2 + F4 = 213292 + 213441 + 519156 + 1215763 = 408128 кг;
N3-3 = F1 + F5 + F2 + F4 + F6 = 408128 + 593038 = 4674318 кг.
Поперечная сила Q = 44162 кг.
Для средней колонны Rе = 0 (т.к. загружена центрально)
Продольные силы в средней колонне:
N0-0 = F1= 426584 кг;
N1-1 = F1 + F5= 426584 + 337013 = 4602853 кг;
N2-2 = F1 + F5 + F2 + F4 = 426584 + 337013 + 2×1215763 = 7034379 кг;
N3-3 = F1 + F5 + F2 + F4 + F6 = 7034379+ 864738 = 7899117 кг.
М2= F1×e = 031×86184 = 267171 кг×м
М1-1 = Rе×а = -20574×43 = - 88468 кг×м;
М2-2 = М1-1 + М2 = - 884682 + 267171 = 178703 кг×м;
М3-3 = М2 + Rе×Н = 267171 – 884682×1295 = -865222 кг×м
N0-0 = F1= 86184 кг;
N1-1 = N2-2 = N3-3 =86184 кг.
Поперечная сила Q = 20574 кг.
R1p = Rq1 + Rq2 + W = 34465 + 25848 + 4413 = 104443 кг
D = - R1p r11 = - 1044332232×Ев = - 4679Ев
Упругая реакция колонн:
ReЛ = Rq1 - D× = 34465 – (4679 Ев)×268×Ев = 21925 кг
ReП = Rq2 - D× = 25848 – (4679 Ев)×268×Ев = 1331 кг
Изгибающие моменты на левой колонне:
М1-1 = М2-2 = 21925×43+8563×4322 = 17358 кг×м;
М3-3 = 21925×1295 + 8563×129522= 1002361 кг×м
Продольные силы на крайней и средней колонне:
N0-0 = N1-1 = N2-2 = N3-3 =0 кг.
Изгибающие моменты на правой колонне:
М1-1 = М2-2 = 1331×43+8563×4322 = 136398 кг×м;
М3-3 = 1331×1295 + 8563×129522= 890383 кг×м
Крановая (от двух кранов) Мmax на левой колонне.
Реакция опоры левой колонны:
Реакция верхней опоры средней колонны:
Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой колонны:
М1-1 = -541065×43 = - 232658 кг×м;
М2-2 = - 232658 + 8900 = 657342 кг×м;
М3-3 = - 541065×1295 + 8900 = 189321 кг×м
N2-2 = N3-3 = 35600 кг.
Поперечная сила Q = - 541065 кг.
Изгибающие моменты в расчетных сечениях средней колонны при Rупр=-40125кг:
М1-1 = 40125×43 = 1725375 кг×м;
М2-2 = 1725375 - 2200 = -474625 кг×м;
М3-3 = 40125×1295 - 6600 = -14038125 кг×м
N2-2 = N3-3 = 8800 кг.
Поперечная сила Q = 40125 кг.
Крановая (от двух кранов) Мmax на средней колонне.
М1-1 = -13375×43 = - 575125 кг×м;
М2-2 = - 575125 + 2200 = 1624875 кг×м;
М3-3 = - 13375×1295 + 2200 = 4679375 кг×м
Поперечная сила Q = - 13375 кг.
Изгибающие моменты в расчетных сечениях средней колонны при Rупр= -кг:
М1-1 = 185044×43 = 7956892 кг×м;
М2-2 = 7956892 - 26700 = -18743108 кг×м;
М3-3 = 185044×1295 - 26700 = -2736802кг×м
Крановая тормозная сила Н на левой колонне
Горизонтальная крановая нагрузка H = 145 т = 1450 кг.
М1-1 = -47162 ×43 + 1450× = - 578 кг×м;
М2-2 = - 578 + 2200 = 1622 кг×м;
Крановая тормозная сила Н на средней колонне
Т = 1450 кг;; =0; Rупр= 47162 кг
Изгибающие моменты в расчетных сечениях колонны:
М1-1 = 47162×43 - 1450×07×43 = -23365 кг×м;
М2-2 = - 23365 кг×м;
М3-3 = 47162×1295 – 1450×(865 + 03×43) = -1395433 кг×м
Продольные силы на средней колонне:
Поперечная сила: Q = 47162 кг
Крановая от четырех кранов в одном створе
Mm =0; Rупр= 1605 кг
М1-1 = 1605×43 = 69015 кг×м;
М2-2 = 69015 - 2640 = -194985 кг×м;
М3-3 = 1605×1295 - 2640 = 56153 кг×м
Поперечная сила: Q = 1605 кг
2 Комбинации нагрузок и расчетные усилия в сечениях колонн
Эпюра игибающих элементов
Сечения крайней колонны
Крановая (от двух кранов) Мmax на левой колонне
Крановая (от двух кранов) Мmax на средней колонне
Крановая Н на левой колонне
Крановая Н на средней колонне
Оснновное сочетание нагрузок с учетом крановых и ветровой
То же без учета крановых и ветровой
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КРАЙНЕЙ КОЛОННЫ.
1 Сечение 1-1 на уровне верха консоли колонны.
Данные для расчета сечения. Бетон тяжелый класса В30 Rb= 17 МПа =173 гкссм2; Еb=325000 кгсм; арматура А-II Rs=Rsc=2850 кгссм2 Es=24*104 МПа.
Сечение колонны bхh=38х50 см. при а=а=4 см; полезная высота сечения hо=50 – 4 = 46 см. В сечении действуют три комбинации расчетных усилий:
Усилия от продолжительного действия нагрузки М Nl=23464 кг.
При расчете сечения на первую и вторую комбинаций усилий расчетное сопротивление Rb вводим с коэффициентом gb2=11 так как в комбинацию включены постоянная снеговая крановая и ветровая нагрузки; на третью – с коэффициентом gb2=09 (постоянная снеговая).
Расчетные длины надкрановой части колонны:
Гибкость надкрановой части колонны:
l = l01i2 = 860144 = 597>14 т.е. необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситете продольной силы.
Вычисляем эксцентриситет е0 = MN = 42580031221 = 136 см;
Определяем случайный эксцентриситет из следующих условий:
еа =h30 = 5030= 17 см; еа =l01600 = 5030= 17 см. Принимаем еа = 2 см.
Расчетный эксцентриситет: е0 = MN + еа =136+2 = 156 см.
Условная критическая сила:
где: 1) I = b×h312=38×50312 = 395833 см4;
) j b=1 (тяжелый бетон);
М1=4258+31221(052-004)= 1081441 кг×м;
) d= еоh=15650 = 0312;
) Принимаем коэффициент армирования m=0004 тогда при a ESEb = 24000032500 = 738 приведенный момент инерции сечения арматуры относительно центра тяжести бетонного сечения будет равен:
Is = m×b×ho(05×h-а)2 = 0004×38×46× (05×50 – 4)2 = 308347 см4.
Коэффициент h=1(1-NNcr)=1(1–31221 639985)=21;
Расстояние е =еоh + 05h – а = 156×21 + 05×50 – 4 = 5376 см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
w = 085 – 0008×gb2×Rb = 085 – 0008×11×17 = 07
По табл. 2.12 [2] при xR = 0558 находим a0 =0403 As=
Площадь арматуры As назначаем по конструктивным соображениям Аs=0002×b×ho=0002×38×46=35 см2. Принимаем 216 с As =402 см2.
При принятом сечении As значение А0:
Определяем сечение растянутой зоны арматуры As:
Площадь арматуры As назначаем по конструктивным соображениям. Принимаем As =As =402 см2 (216 A II).
Коэффициент армирования m =2×40238×50 = 004 т.е. расчет не уточняем.
Расчет сечения 1-1 в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не производим так как lo i1===11 см.
2 Сечение 3-3 в заделке колонны.
Высота всего сечения двухветвевой колонны 100 см; сечение ветви b hо=16 см; расстояние между осями ветвей с=80 см; расстояние между осями распорок при 3 панелях S = H2n =823 = 27 м; высота сечения распорки 40 см. В сечении действуют три комбинации расчетных усилий значения их приведены в таблице.
Усилия от продолжительного действия нагрузки: М N Ql=6471кг.
Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузки от крана во всех комбинациях lo=Y×Н1=15×82=123 м.
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости изгиба
определяем по формуле:
Приведенная гибкость сечения lred= lorred=123021=5857 > 14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
ео=137560086539=16 см;
I=2[b×h312+b×h(c2)2]=2[50×20312+50×20(802)2]= 326666667 см4;
М1 = 13756+86539(082) = 483716 кг×м;
Предварительно задаемся коэффициентом армирования m=00065;
Is=2×00065×50×20(802)2=20800 см4.
Коэффициент h = 1(1-8653915000598) = 106.
Определяем усилия в ветвях колонны:
Nbr = N2 ± M×hc = 865392 ± 13756×10608=432695 ± 182267 кг;
Nbr1 = 614962 кг; Nbr2 = 250428 кг.
Mbr=(QS)4=(19741×27)4=133252 кг×м;
ео= 133252×100614962 = 22 см > еа = h30 = 2030 =067 см;
е = ео + h2 – a = 22+202 – 4 =82 см;
Площадь арматуры Аs=As назначаем по конструктивным соображениям Аs=0002×b×ho=0002×50×16=16 см2. Принимаем 212 с Аs=226 см2.
Проверим необходимость расчета подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба.
Расчетная длина lo=08×Н1=08×82=656 м. Радиус инерции i== =1443 см loi=6561443=4546 lred=5857 – расчет производить не требуется.
Так как loi=4546 > 14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Значение случайного эксцентриситета: еа ³ h30=2030=067 см; еа ³ Н2600 = =820600=137 см.
М1=10350+55361×137=8619457 кг×м;
I=2(20×50312)= 41666667 см4;
При; Is=2×226(502 - 4)2 = 199332 см4
h=1(1 - 86539669604)=115; е = 137×115 + 502 - 4 = 226 см.
Следовательно принятого количества площади арматуры Аs=226 см2 (212 А-II) достаточно.
3 Расчет промежуточной распорки.
Изгибающий момент в распорке Mds=(QS)2=(19741×27)2=2665035 кг×м. Сечение распорки прямоугольное: b=50 см; h=40 см; hо=36 см.
Принимаем 312 А-II с Аs=339 см2
Поперечная сила в распорке: Qds=(2Мds)c=(2×2665035)08=66625875 кг.
Определяем Q = jb4×gb2×Rbt×b×ho = 06×11×118×50×36=140184 кг.
Так как Q=140184 кг > Qds=66625875 кг поперечную арматуру принимаем конструктивно dw=6 мм класса Вр-I c S=150 мм.
4 Расчет подкрановой консоли.
На подкрановую консоль колонны действует сосредоточенная сила:
Проверяем возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль при см » 10 cм.
где b = 20 см – ширина подкрановой балки.
С учетом величины зазора между торцом ригеля и гранью колонны:
lк = lкм + 5 = 10 + 5 = 15 см
Определяем высоту сечения консоли:
Определяем расстояние от точки приложения опорной реакции Q за грань:
Максимальная высота:
Минимальная высота:
Полная высота h = 27 см h0 = 27 – 3 = 24 см.
Расчет армирования консоли.
M = 125×Q(lk – Q2×b×Rb×gb2) = 125×Q×a = 125×35600×11 = 489500 кг×см
Находим значения n=095.
Требуемое сечение продольной арматуры:
Принимаем 222 A II AS = 76 см2.
Эта арматура приваривается к закладным деталям консоли.
Назначаем поперечное армирование консоли:
при h = 27 см > 25×а = 25×11= 275 см » 28 см
Консоль армируют отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами по всей высоте минимального сечения отогнутой арматуры.
ASinc =0002×bk×hoc =0002×50×24= 24 см2. Принимаем 214 A II AS = 308 см2.
Диаметр отгибов должен удовлетворять условию:
d0 l и d0 =25 мм принимаем d0 =20 мм.
РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА ПОД КРЙНЮЮ КОЛОННУ.
Данные на проектирование. Грунты основания – глина коэффициент пористости е = 08. Условное расчетное сопротивление грунта Ro=300 КПа = 3кгссм2; бетон тяжелый класса В20 Rbt=918 кгссм2; арматура класса А-II Rs=280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах gm=20 кНм3. Расчет выполняем на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 3-3 М=13756 кг×м; N=86539 кг; Q=19741 кг. Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке gn=115 т. е. Мn=1196174 кг×м; Nn=752513 кг; Qn=171661 кг.
Определение геометрических размеров фундамента:
Глубину стакана фундамента принимаем 1 м
Наn= ³ 30×d=30×12=36 см где d=12 мм – диаметр продольной арматуры колонны.
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 500 мм. Полная высота Н=1000+500=1500 мм. Глубина заложения фундамента при расстоянии от нулевой отметки до верха фундамента 150 мм Нf=1500+100= =1600мм=16 м. Фундамент двухступенчатый высотой ступеней 450 и 1000 мм.
Предварительно площадь подошвы фундамента определим как для центрально нагруженного фундамента с учетом gn = 095 по формуле:
где 105 – коэффициент учитывающий наличие момента.
Назначая отношение сторон ba=08 получаем м b=08×187=15 м. Учитывая наличие момента и распора увеличиваем размеры сторон фундамента примерно на 10 – 15%. Принимаем аb=22 м. Площадь подошвы фундамента А=2×2=4 м2 момент сопротивления W=(2×22)6=133 м3.
Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:
где h=1 м – высота сечения колонны; bco р=NA=865394=2163475 кгм2; Rbt=gb2Rbt=11×918=101 кгссм2.
Полная высота фундамента Н=08+005=085 15 м. Следовательно принятая высота фундамента достаточна.
Так как заглубление фундамента меньше 2 м ширина подошвы фундамента больше 1 м необходимо уточнить расчетное сопротивление грунта основания:
где k1 = 0125; b0=1м; d0=2 м; d = H1 = 16 м; bf=2м.
Определение краевого давления на основание:
Изгибающий момент в уровне подошвы:
Mnf = Mn - Qn×H = 1196174 - 171661×15 = 9386825 кг×м.
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn=a×b×Hf×gm×gn=2×2×16×2000×095=12160 кг. При условии что
Расчет арматуры фундамента. Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны а баз учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:
рmin = 865394 - 1671715133 = 906546 кгм2
где Мf = M + QH = 13756 + 19741×15 = 1671715 кг×м.
Расчетные изгибающие моменты:
М1-1 = (124)×(а - аi)2(рi-i + 2×рmax)×b =
= (124)×(2 - 165)2×(3200441 + 2×3420404)×2 = 102504 кг×м
М2-2= (124)×(2 - 1)2(279194 + 2×3420404)×2 =80273 кг;
Требуемое сечение арматуры
Аs1= M1-1Rs×09×b = 1025042850×09×80 = 05 см2;
Аs2 = 8027302850×09×80 = 391 см2;
Принимаем 610 А-II As=471 см2.
Процент армирования .
Арматура укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента определяется по изгибающему моменту в сечении 3-3:
PIV – IV = (рmax + рmin )2 = (3420404 + 906546)2 = 2163475 кгм2
Аs3 = 12169552850×09×80 = 59 см2.
Принимаем 810 А-II As=628 см2.
Процент армирования.
Армирование стакана производим конструктивно так как ео hк6
М = М3-3 + Q3-3×hк = 13756 + 19741×1=157301 кг×м;
ео= МN = 15730186539 = 0158
Продольная арматура:
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 005% площади поперечного сечения подколонника: Аs=As=00005×165×12=99 см2. Принимаем с каждой стороны подколонника 418 А-II Аs=As=1018 см2.
Поперечная арматура из условия свариваемости 5 Вр-I.
СниП 2.03.01.-84* «Бетонные и железобетонные конструкции»
СниП 2.02.01.-83 «Основания зданий и сооружений»
Байков В.Н.Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции»
Пищаленко Бондаренко В.М.Судницын А.И. «Расчет железобетонных и каменных конструкций»
Будасов Б.В.Каминский В.П. «Строительное черчение»
Трепененков Р.И. «Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий».

Рекомендуемые чертежи

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 7 часов 51 минуту
up Наверх