Проектирование одноэтажного производственного здания с крановыми нагрузками

чертежи к методичке.dwg

C O Г Л А С О В А Н О :
Мосты для переезда строительной техники
Новое здание (Вторая сцена) Государственного Академического Мариинского театраnС.-Петербург ул. Декабристов дом 34
Чертеж промежуточный для информации
отм.верха nфундамента
L температурный блок
Геометрическая схема
Масштаб сил: в 10 см 05 кН
Уровень обреза фундамента
Только для n1Б1-18-2
(12+12)ø5nпривязать nК-3 и К-2
Стальной оголовок стойки
Лист для крепления nплит
Лист для крепления nстойки
Заполняется раствором
КЖБК. Курсовой проект № 2
Производственное здание
Колонны К1 К2. Ферма ФС1. nФундамент Ф1.Узлы.
Ведомость стержней nна один элемент
Выборка стали наnодин элемент кг
Планы Разрезы Фасады nУзлы.
Приложение 2. Пример оформления чертежей
Сводная спецификация nжелезобетонных конструкций
-7 для 1Б1-18-2 и 1Б8-18-2
Технико-экономические nпоказатели
Балки 1Б1-18-2 1Б4-18-2 и 1Б8-18-2.nОпалубка армирование. nТехнико-экономические показатели.
Примечание: Обозначение сечений сетоки закладных деталей приняты по типовому проекту

Шоршнев и др учеб.doc

Федеральное агентство по образованию
Санкт-Петербургский государственный
архитектурно-строительный университет
Г. Н. Шоршнев М. П. Ерохин Ю. С. Конев
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОДНОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С КРАНОВЫМИ НАГРУЗКАМИ
Рецензенты: канд. техн. наук доц. В. Э. Романчук (СПбЗНИИПИ); канд.
техн. наук доц. В. Г. Евстифеев (ПГУПС)
Шоршнев Г. Н. Ерохин М. П. Конев Ю. С.
Железобетонные конструкции. Проектирование одноэтажного производственного
здания с крановыми нагрузками: учеб. пособие СПб Гос. архит.-строит. ун-
Учебное пособие к курсовому проекту № 2 содержит методические указания
по расчету и конструированию и примеры расчета железобетонных конструкций
одноэтажного каркасного здания с мостовыми кранами приводятся справочные
материалы для проектирования железобетонных конструкций. Пособие
предназначено для студентов спец. 270102 – промышленное и гражданское
стрительство изучающих курс «Железобетонные и каменные конструкции».
Ил. 36. Табл. 12. Библиогр.: 15 назв.
ISBN 978-5-9227-0127-3
( Г. Н. Шоршнев М. П. Ерохин Ю. С. Конев 2009
( Санкт-Петербургский государственный
архитектурно-строительный университет 2009
I. МЕТОДИЧЕСКИЕ УКАЗАНИЯ .
Состав и объем проекта .
Эскизное проектирование .
1. Выбор объемно-планировочных параметров здания ..
2. Выбор основных конструктивных элементов
3. Компоновка поперечника и плана здания. Привязка к разбивочным
4. Температурно-усадочные швы ..
6. Выбор оптимального варианта конструктивного решения здания .
Нагрузки на несущий каркас здания .. .
1. Постоянные нагрузки .
2. Временные нагрузки ..
Статический расчет поперечной рамы ..
Сочетание нагрузок и соответствующие им усилия в сечениях колонн
Расчет и конструирование колонн .
1. Геометрические размеры ..
3. Расчет сплошных колонн прямоугольного сечения . .
4. Расчет двухветвевых колонн .
5. Основы конструирования и расчет консолей колонн
Расчет и конструирование внецентренно нагруженных фундаментов ..
1. Определение размеров подошвы фундамента
2. Определение размеров тела фундамента
3. Расчет тела фундамента
3.1. Определение высоты плитной части из условия продавливания
3.2. Расчет арматуры плитной части фундамента на изгибающий
3.3. Расчет плитной части фундамента на поперечную силу . .
3.4. Расчет стаканного сопряжения колонны с фундаментом .
Расчет и конструирование железобетонных предварительно
Расчет и конструирование предварительно напряженных стропильных
железобетонных балок
II. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА И ПРОЕКТИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ
ОДНОЭТАЖНОГО КАРКАСНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ
Расчет поперечной рамы каркаса .
1. Исходные данные для расчета
2. Выбор варианта конструктивного решения здания с шагом колонн 6
3. Статический расчет поперечной рамы
3.1. Определение нагрузок .
3.2. Определение усилий в стойках рамы
3.3. Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия в сечениях
1. Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А
1.1. Исходные данные для расчета
1.2. Надкрановая часть колонны .
1.3. Подкрановая часть колонны .
1.4. Расчет на усилия возникающие при транспортировании
1.5. Расчет подкрановой консоли ..
2. Подбор площади сечения арматуры для двухветвевой колонны
2.1. Исходные данные для расчета
2.2. Надкрановая часть колонны ..
2.3. Подкрановая часть колонны ..
Расчет фундамента под колонну по оси А
1. Определение усилий
2. Определение размеров подошвы фундамента .
3. Расчет прочности тела фундамента ..
3.1. Расчет нa продавливание плитной части фундамента при
стаканном сопряжении сборной колонны
3.2. Определение площади сечения арматуры подошвы фундамента.
3.3. Расчет стаканной части фундамента (подколонника)
Расчет предварительно напряженной сегментной фермы ФС-1
2. Определение усилий в элементах фермы
3. Расчет нижнего пояса
3.1. Расчет по первой группе предельных состояний (по прочности)
3.2. Расчет по второй группе предельных состояний (по
4. Расчет верхнего пояса
5. Расчет элементов решетки .
Расчет предварительно напряженной балки покрытия .
2. Определение нагрузок
3. Расчет по первой группе предельных состояний
3.1. Расчет прочности по нормальным сечениям
3.2. Расчет прочности по наклонным сечениям
4. Расчет по второй группе предельных состояний ..
4.1. Определения величины момента образования трещин .
4.2. Определение потерь предварительного напряжения арматуры
4.3. Расчет по образованию трещин нормальных к оси балки
Список литературы ..
Приложение 1. Исходные данные для проектирования
Приложение 2. Основные параметры мостовых кранов среднего режима
Приложение 3. Формулы для определения реакций верха колонн
переменного сечения при различных формах загружения
Приложение 4. Нормативные и расчетные характеристики бетона
и арматуры. Сортамент арматуры .
Приложение 5. Определение расчетной длины колонны .
Приложение 6. Статический расчет поперечной рамы с использованием
персонального компьютера ..
Приложение 7. Пример оформления чертежей ..
I. МЕТОДИЧЕСКИЕ УКАЗАНИЯ
СОСТАВ И ОБЪЕМ ПРОЕКТА
Курсовой проект № 2 по железобетонным конструкциям предусматривает
проектирование одноэтажного промышленного здания каркасного типа с двумя
мостовыми кранами в каждом пролете. При работе над проектом студент должен
изучить основные вопросы которые приходится решать при проектировании
одноэтажных промышленных зданий в сборном железобетоне.
Исходные данные для проектирования приведены в приложениях 1 2 где
указаны схемы здания его габариты район строительства грузоподъемность
Разработка проекта предусматривает три стадии:
) эскизное проектирование;
) детальные расчеты к выбранному варианту;
Объем работы в курсовом проекте ограничивается расчетом и
конструированием элементов поперечной рамы и фундамента.
Проект состоит из расчетно-пояснительной записки на листах бумаги
формата А4 (210(297) и двух листов чертежей формата А1 (594(84l). Листы
записки должны быть надежно скреплены и пронумерованы. Записка снабжается
титульным листом оглавлением и заканчивается списком использованной
литературы. Пример оформления чертежей приведен в приложении 7.
Чертежи оформляются в соответствии с требованиями ЕСКД изложенными в
[1] а также в курсах инженерно-строительного черчения например в [10].
Статический расчет поперечной рамы можно выполнять вручную или с
использованием ЭВМ (порядок расчета приведен в приложении 6). Чертежи и
пояснительная записка выполняются от руки.
ЭСКИЗНОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ
В задании на курсовой проект указана общая схема здания. При
разработке проекта необходимо «одеть» эту схему в такие конструкции
которые бы в наибольшей степени отвечали требованиям предъявляемым к
современному строительству и эксплуатации здания. Для этого следует
рассмотреть несколько (не менее двух) вариантов конструктивного решения
здания. При составлении вариантов необходимо использовать типовые решения
опубликованные в каталогах и справочниках например в [7 15] а также
отдельные опубликованные проекты. Пояснительная записка должна содержать
точные ссылки на источники информации.
На стадии эскизного проектирования в пояснительной записке необходимо
составить эскизы поперечников и планов здания для разрабатываемых
вариантов. При этом приходится решать следующие вопросы: выбор объемно-
планировочных параметров здания основных конструктивных элементов и
компоновка их в плане и по высоте правильная привязка назначение
температурных и осадочных швов обеспечение пространственной жесткости и
устойчивости здания. После этого проводится сравнение разработанных
эскизных решений по расходу стали и бетона а возможно и по стоимости.
1. Выбор объемно-планировочных параметров здания
Из трех основных объемно-планировочных параметров здания (пролет шаг
колонн высота этажа) два определены заданием и мы можем варьировать
только шаг колонн вдоль здания. В одноэтажных производственных зданиях с
кранами как правило выбирают унифицированный шаг колонн 6 или 12 м
поскольку при большем шаге подкрановые балки получаются чрезмерно тяжелыми.
Шаг основных колонн по средним и крайним рядам может совпадать. Если
по технологическим требованиям необходим шаг колонн по внутренним рядам 12
м при шаге колонн по наружным осям 6 м то в этом случае по внутренним
рядам устраивают подстропильные конструкции (фермы или балки). Обычно
наиболее экономичными по расходу стали и бетона оказываются решения при 12-
метровом шаге без подстропильных конструкций. Однако следует помнить что в
реальном проектировании помимо этих двух показателей инженеру приходится
учитывать целый ряд других из которых многие могут оказаться решающими.
Кроме основных колонн применяют фахверковые; их обычно устанавливают
в торцах здания с шагом 6 м для обеспечения прочности и жесткости стен при
воздействии горизонтальных нагрузок. Иногда такие колонны устанавливают и
по продольным наружным осям (при шаге основных колонн 12 м и при
необходимости использовать 6-метровые стеновые панели).
2. Выбор основных конструктивных элементов
Конструкция кровли определяется в зависимости от района строительства.
Если применяется мягкая рулонная кровля наклеиваемая на мастику то уклон
кровли не должен превышать 1 : 12 для предотвращения стекания мастики.
Плиты покрытия выбираются в зависимости от шага стропильных
конструкций и вертикальной нагрузки. Обычно в каталогах указаны предельные
нагрузки на которые рассчитаны плиты или номер района по снеговой
нагрузке для которого запроектированы плиты. Карты с делением территории
страны на районы по снеговой и ветровой нагрузке приведены в [3]. Ширина
плит покрытия должна соответствовать положению закладных деталей в ригеле.
Желательно чтобы плиты опирались в узлах ферм.
Ригелем в одноэтажных производственных зданиях обычно является
предварительно напряженная балка ферма или арка. Тип ригеля выбирается в
зависимости от пролета.
При пролетах до 18 м включительно выгодно применять предварительно
напряженные балки; от 18 до 30 м – фермы. При больших пролетах можно
применять арки. Выбор очертания верхнего пояса ригеля производится в
соответствии с заданной схемой здания. При пользовании каталогами
необходимо обратить внимание на то что фермы и балки маркируются в
зависимости от их шага и расчетной нагрузки.
Колонны основного каркаса выбираются в зависимости от их шага
грузоподъемности кранов и отметки головки рельса. Поперечное сечение
колонны может быть сплошным (прямоугольным или двутавровым) или составным
Фундаменты под колонны устраиваются из сборного или монолитного
железобетона стаканного типа; размеры стакана фундамента должны
соответствовать сечению выбранной колонны.
Стеновые панели выбираются в соответствии с шагом колонн крайнего
продольного ряда. В отапливаемых зданиях применяют утепленные панели.
Подкрановые балки должны соответствовать грузоподъемности кранов и
шагу колонн основного каркаса.
При кранах легкого и среднего режимов работы грузоподъемностью до 30 т
обычно применяют предварительно напряженные железобетонные балки.
Фундаментные балки обязательно применяются при кирпичных и блочных
стенах. Часто их устанавливают и при навесных панельных стенах для
облегчения производства работ. Длина их должна соответствовать размеру
подколонника типового фундамента и шагу колонн а ширина сечения – толщине
стены. Фундаментные балки наружных стен располагают вплотную к внешним
граням колонн а внутренних – между колоннами. Нельзя забывать что
укладывать фундаментные балки в проемы ворот не допускается так как на
нагрузку от транспорта они не рассчитаны.
Фахверковые колонны обычно выполняются железобетонными прямоугольного
сечения (400(600 мм) с металлическим оголовком.
3. Компоновка поперечника и плана здания.
Привязка к разбивочным осям
Под пролетом назначенным в задании на проект подразумевается
расстояние между продольными разбивочными осями а под выбранным шагом
колонн – расстояние между поперечными осями. В действительности
геометрические оси сечений колонн в некоторых рядах приходится смещать с
разбивочных осей для сохранения однотипности элементов покрытия и их
Для колонн крайних продольных рядов при шаге 6 м и кранах
грузоподъемностью до 30 т включительно если высота от пола до низа несущих
конструкций покрытия меньше 162 м принимается «нулевая» привязка т. е.
наружные грани колонны совмещаются с продольными разбивочными осями. В
остальных случаях применяется привязка со смещением наружных граней колонн
на 250 мм наружу здания. При специальном обосновании это смещение
допускается увеличить до 500 мм [11]. При неправильной привязке не удается
«вписать» габариты крана в габариты поперечника. При компоновке поперечника
необходимо проверить какой зазор получается между краном и внутренней
гранью колонны. Согласно рис. 1.1 имеем при нулевой привязке равенство
при привязке со смещением 250 мм –
и при центральной привязке –
где [pic] – расстояние от оси подкрановой балки до продольной разбивочной
оси (принимается по нормам равным 750 мм);
С – зазор по горизонтали (он должен получиться не менее 60 мм);
h – высота сечения надкрановой части колонны.
Рис. 1.1. Привязка колонн к разбивочным осям
Зазор по вертикали между краном и низом стропильной конструкции должен
быть не менее 100 мм. При известных габарите крана по вертикали и отметке
головки рельса находится отметка низа стропильной конструкции. Остальные
вертикальные отметки определяются размерами выбранных конструктивных
Колонны внутренних продольных и поперечных рядов (кроме примыкающих к
температурным швам и перепадам высот) привязываются центрально.
Оси колонны основного каркаса в крайних поперечных рядах смещаются
внутрь с разбивочных осей на 500 мм. Фахверковые стойки имеют нулевую
4. Температурно-усадочные швы
Температурно-усадочные швы разрезают все конструкции здания до
фундамента. На основании многолетнего опыта проектирования и эксплуатации
каркасных отапливаемых зданий из сборного железобетона при расстоянии между
температурными швами не превышающими 720 м расчет на температурные
воздействия можно не производить.
Осадочный шов разрезает и фундамент здания. Он устраивается при
основании с неравномерными характеристиками по длине при сильно
различающихся нагрузках по длине здания (краны разной грузоподъемности) и
при строительстве в сейсмически активных районах. Температурный шов
одновременно является и усадочным. Швы могут быть поперечными и
продольными. Поперечный температурный шов выполняется на спаренных
колоннах разнесенных от поперечной разбивочной оси на 500 мм в обе стороны
(см. рис. 1.1); продольный – путем устройства подвижной катковой опоры под
концом одной из двух балок (ферм арок) покрытия. Колонны при этом
укорачиваются на 200 мм.
При разработке конструктивной схемы необходимо обеспечить
пространственную жесткость и устойчивость здания. В поперечном направлении
жесткость здания обеспечивается поперечными рамами стойки которых внизу
защемлены в фундаментах а вверху соединены в своей плоскости жестким
покрытием. В продольном направлении элементы здания (колонны подкрановые
балки элементы покрытия) также образуют раму. Для увеличения жесткости
здания в продольном направлении и обеспечения устойчивости ставят
дополнительные связи. Основными вертикальными связями являются связи по
колоннам. Если две отдельные стойки соединить системой связей работающих
на сдвиг то жесткость полученной системы будет намного больше суммы
жесткостей отдельных стоек. Эти связи обычно выполняют из уголков или
швеллеров которые привариваются к закладным деталям колонн. При шаге
колонн 6 м применяют крестовые связи а при шаге 12 м – портальные (рис.
2). Связи по колоннам устанавливают в середине температурного блока.
Вертикальные связи между опорами стропильных конструкций устанавливают
в торцах каждого температурного блока если высота стропильной конструкции
на опоре превышает 1000 мм. Для обеспечения пространственной жесткости
покрытия при действии горизонтальных сил приложенных к верхнему поясу
стропильных конструкций по верху остальных колонн устанавливаются
распорки. Связи выполняют в виде ферм с крестообразной решеткой.
Рис. 1.2. Схема связей жесткости: 1 – распорки; 2 – стальные связи на
стропильных конструкций; 3 – подкрановые балки; 4 – связи по колоннам
В зданиях с подстропильными конструкциями роль этих связей выполняют
подстропильные балки или фермы.
Горизонтальные связевые фермы с крестообразной решеткой в уровне
нижнего пояса ригеля выполняют из стальных уголков и устанавливают в торцах
здания. Они являются дополнительной опорой для торцевых стен. Иногда такие
связи в зданиях большой высоты устанавливают и в уровне верха подкрановых
Горизонтальные связи по верхнему поясу ригелей необходимы при наличии
фонарей для обеспечения устойчивости верхнего пояса путем уменьшения его
расчетной длины которая под фонарем при отсутствии связей будет равна
ширине фонаря. Они имеют вид распорок устанавливаемых по оси фонаря. Сами
фонари также раскрепляют горизонтальными в плоскости покрытия и
вертикальными в плоскости остекления связями.
6. Выбор оптимального варианта
конструктивного решения здания
В реальном проектировании – это едва ли не самый ответственный момент
во многом определяющий дальнейшую судьбу проекта. Параметров по которым
могут оцениваться преимущества и недостатки варианта довольно много
(экономические технологические архитектурные эстетические и т. д.) а
методы оценок в том числе и экономических весьма несовершенны.
Студент при выполнении учебного проекта производит выбор по двум-трем
параметрам: расходу бетона и расходу стали и желательно стоимости
конструкции. Когда в результате подсчета трудно определить какой из
вариантов выгоднее необходимо привлечь к рассмотрению для обоснования
выбора другие параметры.
Подсчет рекомендуется вести в табличной форме например в форме табл.
При расчете количества элементов нельзя забывать о температурных швах
в которых установлены спаренные конструкции.
НАГРУЗКИ НА НЕСУЩИЙ КАРКАС ЗДАНИЯ
В соответствии с [3] нагрузки и воздействия разделяются на постоянные
и временные. Последние делятся на длительные кратковременные и особые.
Нагрузками на поперечную раму которую необходимо рассчитать в
курсовом проекте являются: 1) нагрузки от веса кровли и несущих
конструкций покрытия собственного веса верхней части стойки веса
подкрановой балки и подкранового пути веса нижней части стойки
(постоянные); 2) снеговая ветровая и крановые (в проекте их учитываем в
качестве временных кратковременных и не рассматриваем их как временные
длительные в целях сокращения объема проекта).
Нагрузки собираются на одну поперечную раму каркаса и подсчитываются в
зависимости от расстояния между рамами.
Расчетное значение нагрузки любого вида определяется как произведение
«нормативного» значения на коэффициент надежности по нагрузке выбираемый
по [3] и коэффициент надежности по назначению зданий.
1. Постоянные нагрузки
Нагрузка от веса покрытия складывается из нагрузок от веса элементов
покрытия: кровли плит и ригеля. Нормативное значение слагаемых нагрузки –
фактический собственный вес элементов покрытия. Коэффициенты надежности по
нагрузке различных частей покрытия принимают согласно п. 2.2 [3].
Все нагрузки перед суммированием должны быть приведены к одной
Расчетная нагрузка передаваемая ригелем (например фермой) покрытия
[pic] на крайнюю стойку в виде сосредоточенной силы может быть рассчитана
q – расчетное значение распределенной на 1 м2 нагрузки от собственного
веса кровли и железобетонных плит кНм2;
S – площадь с которой собирается нагрузка q для рассматриваемой
[pic] – коэффициент надежности по назначению (см. приложение 7 [3]).
Нагрузка на среднюю колонну при равных пролетах равна
Нагрузку от кровли на 1 м2 покрытия удобнее подсчитывать в табличной
Суммирование нагрузок в столбцах 2 и 4 дает полную нормативную и
расчетные нагрузки. Сосредоточенная сила [pic] считается приложенной по
вертикали проходящей через середину площадки опирания.
Для стойки крайнего ряда [pic] в соответствии с унификацией
принимается приложенной на расстоянии 150 мм от продольной разбивочной оси.
Для средней стойки при равных пролетах можно считать [pic]
приложенной по оси надкрановой части стойки.
Нагрузка от собственного веса верхней и нижней частей стоек направлена
по их осям. Величина нагрузки определяется по размерам колонны и объемному
Нагрузка от веса стеновых панелей учитывается при расчете рамы если
выбраны панели навесной конструкции.
Нагрузка от веса подкрановой балки и подкранового пути действует по
вертикали проходящей через ось подкранового пути. Вес подкрановой балки
определяется по справочной литературе. Вес подкранового пути при отсутствии
данных можно принять равным 15 кНм.
2. Временные нагрузки
Нагрузка от веса снега [pic] передается на стойки в тех же точках что
и [pic]. Величина ее определяется согласно [3].
При расчете рам производственных зданий с покрытием без перепадов
высоты допускается учет только равномерно распределенной снеговой нагрузки.
При расчете элементов самого покрытия (ферм балок плит прогонов)
если покрытие имеет перепады высот или двускатное очертание необходимо
учитывать неравномерность распределения снеговой нагрузки.
Вертикальная нагрузка от кранов передается на стойки в тех же точках
что и постоянная нагрузка от веса подкрановых балок.
Расчетное максимальное давление на колонну [pic] от двух сближенных
кранов определяется по линии влияния опорной реакции подкрановой балки
Рис 1.3. Определение нагрузки от кранов по линиям влияния
[pic] – ординаты линии влияния под колесами кранов (рис. 1.3) (одно из
колес считается попавшим на максимальную ординату (по оси колонн)).
Расчетное минимальное давление [pic] определяется аналогично:
где Q – грузоподъемность крана; G – полный вес крана с тележкой.
Горизонтальные нагрузки от поперечного торможения кранов приложены к
колонне на уровне верха подкрановой балки точнее в месте контакта колес
крана с рельсом. Для кранов с гибким подвесом груза принимается нормативная
горизонтальная нагрузка
где [pic] – вес тележки.
На каждое колесо приходится одинаковая нагрузка и если у крана с
одной стороны два колеса то нормативная нагрузка приходящаяся на одно
Горизонтальное давление на колонну Т от двух сближенных кранов
определяется по линии влияния
Горизонтальная нагрузка от торможения крана в продольном направлении
принимается равной 01[p в курсовом проекте ее разрешается не
Ветровая нагрузка на здание определяется как сумма статической и
динамической составляющих. Однако при расчете поперечных рам одноэтажных
зданий пульсационная составляющая учитывается только для однопролетных
зданий высотой более 36 м при отношении высоты к пролету более 15 [3].
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки на единицу
площади определяется по формуле
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте в
зависимости от типа местности принимается по п. 6.5 табл. 6 [3];
с – аэродинамический коэффициент назначаемый согласно приложению 4
Расчетное значение нагрузки определяется умножением нормативного
значения на коэффициент надежности по нагрузке [pic] = 14.
Давление ветра на конструкции расположенные выше верха колонн
заменяют сосредоточенной силой приложенной на уровне верха колонн.
Ветровую нагрузку необходимо собрать с расстояния равного шагу колонн
(и привести тем самым к размерности кНпог. м).
После подсчета всех нагрузок необходимо изобразить поперечник со всеми
нагрузками и выписать отдельно эксцентриситеты приложенных сил относительно
центров тяжести сечений подкрановой и надкрановой частей соответствующих
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Поперечник одноэтажного производственного здания рассматривается как
рама состоящая из стоек защемленных в уровне верха фундаментов и
шарнирно-связанных с ними ригелей которые считаются абсолютно жесткими.
Расчет такой рамы рекомендуется производить методом перемещений хотя можно
применять и другие методы строительной механики.
При числе пролетов три и более раму можно рассчитывать на все виды
нагрузок кроме ветровой без учета смещения верха колонн. Расчет при этом
сводится к расчету отдельных стоек по формулам приложения 3.
Однопролетные и двухпролетные рамы рассчитывают без учета смещения
верха колонн на симметричные нагрузки (от веса покрытия снега и веса
подкрановых балок). При расчете на ветровые и крановые нагрузки необходимо
В качестве искомого неизвестного принимаем горизонтальное перемещение
верха колонн [pic] которое будет при абсолютно жестком ригеле одинаковым
для всех стоек. Для каждого вида нагрузки составляют каноническое уравнение
[pic] – коэффициент приближенно учитывающий пространственную работу
каркаса здания при крановых нагрузках;
[pic] – реакция во введенной связи от единичного смещения:
[pic] – реакция от внешней нагрузки:
Реакция верха колонн [pic] и [pic] определяется по формулам приложения
Из канонического уравнения находится величина [pic] при каждом виде
загружения после чего определяется значение упругой реакции [pic] на
уровне верха колонн по формуле
Далее прикладываются к i-й стойке нагрузка и упругая реакция от
которых находятся внутренние усилия М N и Q в сечениях стойки как в
Если смещение верха колонн можно не учитывать то ход расчета рамы
приведенный выше упрощается (( = 0) и сводится фактически к расчету
отдельных стоек по формулам приложения.
Для каждого вида нагрузки действующей на раму необходимо в
пояснительной записке приводить эпюру моментов полученную в результате
Статический расчет рамы может быть выполнен на персональном компьютере
с использованием любых программ в частности по программе разработанной
доцентом кафедры А. В. Сконниковым. Исходные данные для расчета на
компьютере приведены в приложении 6.
И СООТВЕТСТВУЮЩИЕ ИМ УСИЛИЯ
В результате статического расчета поперечника определяются усилия от
отдельных видов нагрузок в 4-х сечениях колонн (на уровне верха колонны в
сечениях выше и ниже консоли в сечении на уровне обреза фундамента).
На здание воздействует как правило одновременно несколько видов
нагрузок поэтому необходимо выявить усилия в стойках рамы отвечающие
неблагоприятным сочетаниям нагрузок. При составлении сочетаний нагрузок
следует руководствоваться указаниями [3].
В зависимости от состава учитываемых нагрузок различаются основные и
особые сочетания. Особые сочетания нагрузок включающие в себя одну из
особых нагрузок (сейсмические взрывные от неравномерной осадки основания;
нагрузки вызываемые поломкой оборудования и т. д.) в данном проекте не
Основные сочетания делятся на две группы.
В сочетание нагрузок I группы включается постоянная нагрузка и одна
наиболее значимая кратковременная нагрузка.
Вертикальная и горизонтальная крановая нагрузка считается как одна
В сочетании нагрузок II группы включается постоянная нагрузка и две и
более кратковременные нагрузки суммарные усилия которых умножаются на
коэффициент [pic] = 09.
При этом необходимо помнить следующее: а) нельзя составлять нереальные
сочетания; б) нельзя вводить в сочетания усилия от сил поперечного
торможения без учета усилий от вертикального давления кранов (наоборот –
вместе можно); в) вертикальная и горизонтальная нагрузки от одного или
нескольких кранов с учетом коэффициентов сочетаний [pic] определенных
выше считаются за одну кратковременную; г) нельзя забывать о знаках
Обычно невыгодными для сечений будут сочетания с одной
кратковременной нагрузкой или с двумя и более кратковременными нагрузками
в которых получены [pic] – сумма положительных моментов (и соответствующие
[p [pic] (и соответствующие М и Q).
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОНН
Студенты выполняют в проекте расчет и конструирование крайней или
1. Геометрические размеры
Геометрические размеры колонн определяются на стадии эскизного
проектирования. Для колонн прямоугольного сечения при шаге 6 м и
грузоподъемности крана до 30 т минимальная ширина сечения составляет 400
мм; при кранах большей грузоподъемности а также при шаге 12 м независимо
от грузоподъемности минимальная ширина сечения 500 мм. Высота сечения
надкрановой части крайних колонн при шаге 6 м составляет 380 мм при шаге
колонн 12 м – 600 мм высота сечения средних колонн – 600 мм. Высота
сечения подкрановой части должна быть не менее (110(114) [pic]. Если
высота колонны превосходит 12 м а также если высота сечения колонны по
расчетным и конструктивным требованиям получается более 1 м то колонны
проектируют двухветвевыми. Высоту сечения ветви назначают 250 или 300 мм
ширину – 500 или 600 мм. Распорки назначают по ширине равными ветви. Высота
сечения распорки назначается равной (15(20) h ветви. Расстояние между
распорками в осях принимают равными (8(10) h ветви (обычно от 2000 до 4000
мм). Рекомендуется его назначать равным примерно двойному расстоянию между
ветвями колонны. Расстояние от уровня пола до первой распорки должно быть
не менее 1800 мм для обеспечения прохода. Нижняя распорка располагается
Колонны обычно изготовляются в виде цельного элемента.
Конструкции колонн приведены на рис 1.4 и 1.5.
Рис. 1.4. Колонна сплошная прямоугольного сечения крайнего и среднего рядов
Рис. 1.5. Двухветвевая колонна среднего ряда
Рекомендуется не менять без особой необходимости размеры сечений
надкрановой и подкрановой частей колонн выбранные при разработке
поперечника так как после этого необходимо пересчитывать раму.
Колонны одноэтажного производственного здания работают на
внецентренное сжатие поэтому экономически выгодным оказывается применение
бетонов повышенной прочности (обычно В15(В30).
Колонны несущие крановые нагрузки обычно армируются вязаными
каркасами из арматуры классов А400 А500.
Для учета влияния длительности действия статической нагрузки на
расчетные значения прочностных характеристик бетона используется
коэффициент условий работы [pic] при непродолжительном (кратковременном)
действии нагрузки и [pic] при продолжительном действии нагрузки (п. 5.1.10
Классификацию нагрузок см. п. 1.4(1.9 [3].
3. Расчет сплошных колонн прямоугольного сечения
Из таблицы расчетных усилий выбираются наиболее невыгодные комбинации
по которым определяется необходимое количество арматуры.
Расчетная схема представлена на рис. 1.6.
Влияние прогиба на момент продольной силы (или ее эксцентриситет
[pic]) допускается учитывать (по недеформированной схеме) путем умножения
моментов на коэффициенты [pic]в соответствии с формулой
где [pic] – соответственно изгибающие моменты от вертикальных нагрузок не
вызывающих заметного горизонтального смещения концов колонн и от
горизонтальной нагрузки (ветер и т. п.) вызывающей горизонтальное смещение
Значения коэффициентов [pic](при жесткой заделке концов) и[pic]
определяются по формуле
При податливой заделке на концах колонны коэффициент [pic] принимается
равным 1 а для сечений в средней трети длины элемента по формуле (15) п.
Условная критическая сила
где [pic]– расчетная длина элемента определяемая согласно 6.2.18 [2] или
55 [5]; D – жесткость железобетонного элемента в предельной стадии для
элементов прямоугольного сечения с арматурой расположенной у наиболее
сжатой и у растянутой (менее сжатой) грани определяемая по формуле
где [pic] – коэффициент приближенно учитывающий влияние длительного
действия нагрузки на прогиб элемента; [pic] принимается не более 20 и
определяется по формуле
где [pic] – моменты внешних сил относительно оси проходящей через центр
наиболее растянутого или наименее сжатого (при целиком сжатом сечении)
стержня арматуры соответственно от всех нагрузок и от действия постоянных и
длительных нагрузок.
Определяются моменты следующим образом:
Коэффициент [pic] из уравнения (17) определяется согласно п. 6.2.16
Если [pic] то следует увеличить размеры сечения.
Площадь поперечного сечения арматуры [pic] и [pic] принимается по
минимальному коэффициенту армирования [pic].
Рис. 1.6. Расчетная схема
Расчет прямоугольных сечений с симметричной арматурой.
Ветровые и крановые тормозные нагрузки создают в сечениях колонны
примерно одинаковые по абсолютному значению но разные по знаку изгибающие
моменты. В этих случаях может быть рациональным симметричное армирование.
Требуемое количество симметричной арматуры определяется следующим
Поскольку здесь определяющим прочность является сжатая арматура то
принимается [pic] МПа:
может приниматься по табл. 3.2 [5].
Расчет прямоугольных сечений с несимметричной арматурой.
Несимметричное армирование принимается в тех случаях когда в сечении
действует однозначный момент или разнозначные моменты существенно
различающиеся по абсолютной величине (по модулю).
В этом случае площади сечения сжатой и растянутой арматуры
определяются исходя из минимума их суммы по формулам:
или по табл. 3.2 [5].
Значения [pic] и [pic] принимаются соответственно не более 055 и 04.
При отрицательном значении [pic] вычисленном по (32) площадь сечения
арматуры принимается по конструктивным требованиям но не менее
При положительном значении [pic] площадь сжатой арматуры вычисляется
при отрицательном значении – по формуле
Если принятая площадь сечения сжатой арматуры [pic] значительно больше
вычисленной по (31) площадь сечения растянутой арматуры может быть
Расчет подкрановой части колонны в плоскости
перпендикулярной к плоскости изгиба
Расчетная длина подкрановой части колонны имеющей жесткую заделку в
фундаменте и податливую в уровне низа подкрановой балки принимается с
коэффициентом приведения равным 07 п. 3.55 а [5]
Если продольная сила приложена с эксцентриситетом равным случайному
эксцентриситету [pic] (при [pic]) расчет сжатых элементов из бетонов
В15(В35 допускается производить из условия п. 3.58 [5]
где ( – коэффициент определяемый по формуле
но принимается не более [pic].
Здесь [pic] и [pic] – коэффициенты принимаемые по табл. 3.5 и 3.6 [5]
в зависимости от отношений [pic] и [pic] где [pic] – продольная сила от
постоянной и длительной нагрузок; N – полная продольная сила; [pic] (п.
4. Расчет двухветвевых колонн
Определение изгибающих моментов в ветвях и распорках колонны
производится приближенно по методу нулевых точек (рис. 1.7).
Рис. 1.7. Изгибающие моменты и поперечные силы
в распорках и ветвях двухветвевой колонны
В сечениях ветвей колонны действуют продольные силы и изгибающие
Сведения о расчете надкрановой части двухветвевых колонн сплошного
прямоугольного сечения приведены в п. 6.3.
Расчетная длина подкрановой части колонны [pic] устанавливается в
соответствии с рекомендациями [2] и [5]; здесь [pic] – высота подкрановой
части колонны; [pic] – коэффициент приведения.
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в заделке в
плоскости изгиба определяется исходя из формулы
где [p S – расстояние между
Приведенная гибкость сечения
Если [pic] необходим учет влияния прогиба элемента на его прочность.
Для этого определяется значение коэффициента ( по формулам (15)((22).
После этого вычисляются усилия в ветвях колонны.
Продольные силы в ветвях [pic]
Изгибающий момент в ветвях
Если одна из ветвей оказывается растянутой то с учетом уменьшения ее
жесткости передают всю поперечную силу только на сжатую ветвь и тогда
изгибающий момент в сжатой ветви определяется по формуле
Изгибающие моменты в распорках равны сумме моментов ветвей в узле
примыкающем к распорке
Поперечная сила в распорках
Продольная арматура в ветвях подбирается из расчета их как
внецентренно сжатых или внецентренно растянутых элементов прямоугольного
Ветви колонн испытывают действие разных по знаку но равных по
величине изгибающих моментов (см. рис. 1.7) поэтому армирование сечений
принимается симметричным. Порядок: расчета см. формулы (23)((30).
Диаметры рабочей арматуры рекомендуется принимать 12(40 мм.
Следует помнить что увеличение диаметра рабочей арматуры в колонне
может привести к увеличению высоты фундамента назначаемой часто по условию
обеспечения анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента. Для колонн из
бетона класса ниже В25 не допускаются стержни диаметром более 40 мм.
Стыки рабочей продольной арматуры обычно устраивают вблизи или в
пределах консолей. Они должны удовлетворять требованиям пп. 8.3.18(8.3.22
При устройстве стыков диаметр продольной рабочей арматуры должен быть
Стержневая арматура обычно выпускается длиной не более 9(12 м.
Шаг поперечной арматуры не должен превышать 500 мм и 15 диаметров
Торцы продольной арматуры должны быть защищены слоем бетона не менее
Распорки армируются симметрично поскольку эпюра моментов в них
Площадь поперечного сечения продольной арматуры в распорках
Поперечную арматуру в распорках устанавливаем из расчета на поперечную
силу [pic] или по конструктивным соображениям если по расчету она не
Проверка прочности подкрановой части колонны в плоскости
перпендикулярной плоскости изгиба выполняется в соответствии с ранее
приведенными рекомендациями а также в соответствии с п. 6.2.17 [2].
5. Основы конструирования и расчет консолей колонн
Геометрические размеры консоли должны удовлетворять следующим
требованиям: а) угол наклона нижнего скоса к горизонтальной поверхности не
должен превышать 45(; б) высота сечения у свободного края консоли должна
составлять не менее 13 высоты консоли h в месте примыкания к колонне.
К коротким консолям относятся консоли у которых отношение вылета к
Работа коротких консолей напоминает подкос удерживаемый растянутой
арматурой [14]. Схема работы консоли представлена на рис. 1.8 а.
Прочность консоли обеспечивается прочностью арматуры и наклонной
Расчет коротких консолей выполняется на поперечную силу и изгибающий
Расчет на действие поперечной силы в целях обеспечения прочности по
наклонной сжатой полосе между грузом и опорой производится по условию [14]
в котором правая часть принимается не более [pic] и не менее [pic]. Здесь
[p [p [p b – ширина колонны; ( – угол наклона
расчетной сжатой полосы к горизонту [p [pic] – ширина площадки опирания
из условия смятия бетона. Напряжение смятия не должно превышать [pic].
При расчете учитываются хомуты горизонтальные и наклонные под углом не
Продольная арматура консоли принимается из условия
где [pic] и [pic] – см. рис. 1.8.
При этом продольная арматура должна быть доведена до свободного конца
консоли и иметь надежную анкеровку в теле колонны и на конце консоли.
Рис. 1.8. Короткая консоль:
а – расчетная схема; б – вариант армирования
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННЫХ ФУНДАМЕНТОВ
При расчете и конструировании внецентренно нагруженного фундамента
необходимо: а) определить усилия действующие на фундамент; б) определить
размеры подошвы фундамента и проверить напряжения в грунте под подошвой; в)
назначить размеры тела фундамента; г) произвести расчет плиты фундамента;
д) рассчитать стаканное сопряжение колонны с фундаментом.
1. Определение размеров подошвы фундамента
Предварительно размеры подошвы фундамента определяются по аналогии с
центрально нагруженными фундаментами на вертикальную нормативную нагрузку
от колонны и стены с коэффициентами 12(16 учитывающими влияние момента
где [pic] – нормативная продольная сила в колонне в сечении IV-IV (на
уровне обреза фундамента);
G – вес участка стены (для фундаментов под колонны крайнего ряда);
R – расчетное давление на грунт основания (принимается по заданию);
[pic] – глубина заложения принимаемая в соответствии с указаниями
изложенными в [4] и конструктивными соображениями связанными с заделкой
[pic] = 20 кНм3 – усредненный объемный вес фундамента и грунта на его
Подошва фундамента прямоугольная в плане с соотношением сторон [pic].
Размеры подошвы рекомендуется брать кратным 300 мм.
Так как в соответствии с п. 3 приложения 3 [4] условное расчетное
давление на грунт [pic] относится к фундаментам имеющим ширину [pic] м и
глубину заложения [pic] м необходимо уточнение расчетного давления на
грунт при [pic] м по формуле
Для песчаных грунтов [p для пылеватых песков суглинков и
По принятым размерам подошвы определяются максимальное и минимальное
давления на грунт ([pic] и [pic]) от нагрузки [pic] и [pic] приложенной на
уровне подошвы и вычисленной с коэффициентом надежности по нагрузке [pic] =
Усилия [pic] и [pic] с учетом собственного веса фундамента и грунта на
нем вычисляются по формулам (расчетную схему см. на рис. 1.9 1.10)
[pic] – эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести
Максимальное краевое давление не должно превышать 12R а среднее
давление [pic] не должно превышать R.
В промышленных зданиях с мостовыми кранами грузоподъемностью [pic] т
[pic] При [pic] т [pic]. Это условие выдерживается при [pic].
2. Определение размеров тела фундамента
Размеры тела фундамента назначают установив окончательно размеры
Глубина заделки прямоугольной колонны с высотой полезного сечения
[pic] зависит от величины эксцентриситета [pic] продольной силы от
расчетных нагрузок определенных без учета веса фундамента и засыпки. При
[pic] глубина заделки должна быть не менее [pic] при [pic] глубина заделки
принимается не менее [pic]. Для двухветвенных колонн при большем размере
всего сечения [pic] и ширине сечения ветви b глубина заделки должна быть не
менее [pic] и не менее 15b.
Кроме того глубина заделки колонны должна удовлетворять требованиям
достаточной анкеровки рабочей арматуры колонны в стакане фундамента после
его замоноличивания. Минимальная длина зоны анкеровки определяется согласно
пп. 8.3.21 и 8.3.22 [2] и составляет от 18 до 25 диаметров рабочей арматуры
колонны. Полная глубина стакана принимается равной глубине заделки плюс 50
мм. Толщина дна стакана должна быть не менее 200 мм. Зазор поверху между
колонной и внутренней поверхностью стакана не менее 75 мм а понизу – не
Толщина стенок армированного стакана принимается не менее 200 мм и не
менее [pic] (для двухветвенных колонн).
Толщина стенок неармированного стакана принимается не менее 075
высоты верхней ступени и не менее 200 мм.
Высота ступени (плиты) принимается равной 400(600 мм.
3. Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента выполняется на расчетные нагрузки с
коэффициентом надежности по нагрузке [pic].
При расчете следует:
а) определить высоту плитной части фундамента из условия продавливания
б) проверить прочность нижней ступени по наклонному сечению из условия
восприятия поперечной силы бетоном;
в) определить необходимую площадь сечения арматуры плитной части
фундамента на изгибающий момент;
г) произвести расчет подколонной части фундамента на внецентренное
сжатие (выполняется при повышенном подколоннике);
д) выполнить расчет стаканного сопряжения.
Рис. 1.9. Расчетная схема фундамента
Рис. 1.10. К расчету прочности тела фундамента
Краевые напряжения в грунте под подошвой фундамента определяются
расчетом на усилия без учета собственного веса фундамента и грунта на его
уступах (рис. 1.10):
3.1. Определение высоты плитной части
из условия продавливания
Для конструкций фундамента с повышенной подколонной частью
представленной на рис. 1.10 расчету на продавливание подлежит только
Расчет внецентренно нагруженного фундамента выполняется по одной грани
пирамиды продавливания со стороны максимального давления грунта [pic]
верхним основанием которой является сторона подколонной части а нижнее
основание – в уровне арматуры подошвы фундамента. Наклон грани под углом
Расчет плиты (без поперечной арматуры) на продавливание производится
где F – продавливающая сила равная давлению грунта на площадь подошвы
многоугольника ABCDEF (см. рис. 1.10) т. е.
u – средняя линия трапеции
[pic] – полезная высота плитной части фундамента.
3.2. Расчет арматуры плитной части фундамента
на изгибающий момент
Расчетный изгибающий момент в сечении I-I (рис. 1.11)
Рис. 1.11. К расчету арматуры по подошве фундамента
По подошве фундамента укладывается одна или две сварные сетки из
стержней класса А300 или А400 диаметром 10(16 мм. Шаг стержней в пределах
Необходимая площадь арматуры определяется по формуле
3.3. Расчет плитной части фундамента на поперечную силу
Поскольку фундамент не имеет поперечной арматуры высота ступени
проверяется расчетом на прочность по наклонному сечению из условия
восприятия поперечной силы бетоном
где [pic] – поперечная сила в сечении по нижней грани пирамиды
продавливания (см. рис. 1.10).
3.4. Расчет стаканного сопряжения колонны с фундаментом
При отношении толщины стенки стакана к высоте верхней ступени меньшем
5 стаканная часть фундамента рассчитывается как железобетонный элемент
и армируется продольной и поперечной арматурой. Поперечная арматура
выполняется в виде горизонтальных сварных сеток. Продольная арматура
располагается внутри ячеек сеток поперечного армирования (рис. 1.12).
Рис. 1.12. К расчету стаканного сопряжения колонны с фундаментом
Площадь сечения продольной арматуры определяется из расчета на
внецентренное сжатие коробчатого сечения на уровне дна стакана (сечение I-
I) и прямоугольного сечения на уровне верхней грани плитной части (сечение
Момент в этих сечениях находится по формуле
где [pic] – изгибающий момент и поперечная сила в уровне верха
[pic] – глубина стакана для сечения I-I и высота подколонника h для
G и [pic] – вес стены и эксцентриситет этой нагрузки относительно оси
Продольную силу находим по формуле
При навесных панелях последние слагаемые в (71) и (72) отсутствуют.
Учет влияния прогиба на несущую способность можно не производить
поскольку гибкость стакана мала.
Далее определяем требуемое количество симметричной арматуры
двутаврового сечения (I-I).
т. е. граница сжатой зоны проходит в полке расчет производится так же как
для прямоугольного сечения шириной [pic] на усилия в сечении II-II по
Если условие (73) не соблюдается подбор арматуры производится в
зависимости от относительной высоты сжатой зоны равной
Расчет поперечного армирования стаканного сопряжения
Минимальный диаметр арматуры поперечных сеток должен быть не менее 8
мм и не менее диаметра продольной арматуры подколонника. Стержни в сетках
располагаются у наружной и внутренней поверхностей стакана.
Расстояние между сетками рекомендуется принимать в верхней части 3(4
сетки с шагом 100 мм ниже с шагом 200 мм но не более 025 глубины
Поперечную арматуру определяют из расчета на момент по наклонному
сечению проходящему через верхнее ребро стакана и условную ось поворота
колонны k или [pic] (см. рис. 1.12).
Расстояние от оси колонны до условной точки поворота (см. рис. 1.12):
при [pic] и эксцентриситет [pic] вычисляют с учетом случайного.
Требуемая площадь всех поперечных стержней одной сетки в направлении
действия момента определяем по формуле
где [pic] – расстояние от торца колонны до поперечных стержней (см. рис.
h – глубина заделки.
Если все сечение сжато ([pic]) поперечное армирование назначается
Расчет и конструирование железобетонных
предварительно напряженных ферм
По очертанию поясов и решетки железобетонные фермы бывают сегментные
арочные полигональные безраскосные фермы-балки. Очертание фермы задается
схемой приведенной в задании на курсовой проект. Решетка выбирается
Цельные фермы применяют при пролетах до 24 м включительно. При больших
пролетах фермы изготавливают из двух полуферм или из линейных элементов.
В качестве материалов обычно применяют бетон класса В30(В40 и выше а
также стержневую проволочную и канатную арматуру натягиваемую на упоры
или на бетон (чаще – на упоры механическим способом).
Предварительные размеры ферм лучше назначать ознакомившись с типовыми
конструкциями. Высота ферм по середине пролета принимается равной 17(19
пролета. Высота опорного участка принимается не менее 800 мм. Размеры
панелей обычно назначают по 3 м стремясь избежать воздействия внеузловой
нагрузки. Минимальная высота сечений решетки – 100 мм. В цельных фермах
минимальная ширина сечений поясов 170(180 пролета и не менее 220 мм при 6-
метровом шаге или 280 мм при 12-метровом шаге ферм.
Решетку и пояса в цельных фермах рекомендуется выполнять одинаковыми
по ширине (для упрощения опалубочных форм).
Расчетная схема ферм всех типов кроме безраскосных – ферма с
шарнирными узлами. Безраскосная ферма рассчитывается как рама с жесткими
узлами. Данные по расчету и конструированию таких ферм содержатся в [12]
Нагрузками на ферму являются постоянные нагрузки от собственного веса
ферм и плит покрытия усилия от предварительного напряжения арматуры
снеговые монтажные транспортные. Для ферм имеющих двухскатное очертание
или ферм с фонарями необходимо учитывать согласно [3] неравномерность
распределения снеговой нагрузки.
Усилия в стержнях ферм с шарнирными узлами определяются путем
построения диаграммы Максвелла–Кремоны или методом вырезания узлов.
Фермы рассчитывают также на усилия при монтаже и перевозке но в
проекте разрешается этот раздел не выполнять.
Верхний пояс при узловой передаче нагрузки рассчитывается как
внецентренно сжатый элемент с учетом случайного эксцентриситета. При
внеузловом опирании плит на ферму в ее верхнем поясе возникнут изгибающие
моменты от местного изгиба. При определении их верхний пояс можно
рассматривать как неразрезную балку опорами которой являются узлы фермы. В
фермах сегментного или арочного очертания расчетной схемой верхнего пояса
является многопролетная балка получающаяся если спроектировать верхний
пояс на горизонтальную ось. Величины изгибающих моментов могут быть
определены с помощью таблиц для расчета неразрезных балок. Продольные
усилия уже получены в результате расчета ферм (по диаграмме
Максвелла–Кремоны или другим способом). Верхний пояс и в этом случае
рассчитывается как внецентренно сжатый элемент с учетом случайного
эксцентриситета. При [pic] ([pic] для прямоугольных сечений) необходимо
учесть влияние прогиба на несущую способность элемента. Расчетная длина
элементов верхнего пояса принимается в соответствии с п. 3.55 [5].
Необходимо также выполнить проверку прочности из плоскости изгиба. При
этом необходимо обратить внимание что расчетные длины элементов [pic]
будут другими нежели при расчете в плоскости изгиба.
Раскосы и стойки рассчитываются в зависимости от знака продольного
усилия на внецентренное сжатие с учетом случайного эксцентриситета или на
центральное растяжение. В растянутых раскосах необходимо выполнить расчет
ширины раскрытия трещин.
Нижний пояс рассчитывается как предварительно напряженный центрально
растянутый элемент. Площадь сечения предварительно напряженной арматуры
определяется по наибольшему расчетному усилию в нижнем поясе. При
определении потерь предварительного напряжения следует руководствоваться
указаниями пп. 2.26(2.32 [6]. Размеры поперечного сечения нижнего пояса
назначенные в стадии эскизного проектирования уточняются из условия
размещения пучков проволок канатов и стержней. При этом необходимо
выдерживать в свету минимальные расстояния: для стержней диаметрами 18 мм –
мм 20(22 мм – 70 мм 25(28 мм – 80 мм более 80 мм – 95 мм; для канатов
диаметром 12 или 15 мм – 60 мм в направлении бетонирования и 45 мм в
направлении перпендикулярном бетонированию а для канатов диаметром 9 мм –
соответственно 45 и 30 мм. Канаты диаметром 9 мм можно располагать попарно.
Нижний пояс необходимо рассчитать по образованию и раскрытию трещин в
соответствии с рекомендациями пп. 4.9 и 4.10 [5] с учетом обжатия
преднапряженной арматурой.
Расчет прочности при центральном обжатии элемента может не
производиться п. 3.22 [6].
Вуты необходимы для обеспечения надежной анкеровки растянутой и сжатой
арматуры решетки и размеры их назначаются по этим соображениям. Длина зоны
анкеровки назначается по указаниям пп. 5.17(5.21 [6]. При невозможности
обеспечить анкеровку запуском необходимо осуществить анкеровку
конструктивными мероприятиями. Вуты армируются окаймляющей арматурой
диаметром 10(16 мм (и не менее 12 мм при усилиях более 360 кН). Поперечная
арматура в вутах ставится чаще чем в элементах решетки (с шагом 100(150
мм). Поперечная и окаймляющая арматура должны соединяться между собой.
Опорные узлы в фермах нижний пояс которых армируется с натяжением на
бетон усиливаются косвенной арматурой устанавливаемой у торца узла.
Расчет на местное сжатие производится по указаниям пп. 3.81 и 3.82 [5].
Количество сеток не менее 4. При натяжении арматуры на упоры необходимо
подобрать поперечную арматуру узлов в виде сеток или поперечных стержней из
расчета прочности опорного узла по наклонному сечению. В курсовом проекте
разрешается этот расчет не выполнять.
В опорном узле в зоне анкеровки напрягаемой арматуры устанавливается
ненапрягаемая арматура в количестве
где N – усилие в панели нижнего пояса. Арматура заводится в первую панель
нижнего пояса на длину зоны анкеровки. Охватывающие ее поперечные стержни
должны быть защищены слоем бетона не менее 40 мм и не менее 15 диаметров.
Для предотвращения разрушения от растягивающих усилий опорный узел
должен иметь поперечные стержни надежно приваренные к закладным деталям
Коэффициент Пуассона [pic] принимается равным 02.
Пример конструирования фермы приведен на рис. 1.13–1.15.
Рис. 1.13. Конструкция сегментной фермы
Рис. 1.14. Конструкция узлов фермы
Рис. 1.15. Конструктивные элементы фермы
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ стропильных ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ БАЛОК
Предварительно напряженные балки сейчас применяют в основном при
пролетах 12 и 18 м и иногда при 24 м. Они оказываются экономичней ферм по
расходу стали и бетона при пролетах 12 и 18 м (6-метровый шаг). Односкатные
и плоские кровли образуются балками с параллельными поясами а двускатные
кровли – двускатными балками. Балки бывают сплошные и решетчатые
прямоугольного и двутаврового сечений. Балки двутаврового сечения сплошные
экономичнее на 13(17 % по расходу стали и бетона чем решетчатые
прямоугольного сечения. Изготавливаются балки преимущественно цельными.
В качестве материалов применяют бетон класса В25(В40 и проволочную
стержневую или канатную арматуру натягиваемую на упоры или бетон. Чаще в
балках покрытий применяют натяжение на упоры используя высокопрочную
проволоку или горячекатаные стержни периодического профиля. По расходу
стали как правило более экономичными оказываются балки с высокопрочной
проволочной арматурой затем с канатной и наименее – со стержневой. По
объему бетона независимо от применяемой арматуры балки одного типа
оказываются примерно одинаковыми.
Предварительные размеры балок назначают ориентируясь на типовые
Расчетная схема балок всех типов – однопролетная шарнирно-опертая
(простая) балка. Сосредоточенную нагрузку если число действующих сил 4 и
более можно «размазать» и заменить равномерно распределенной.
Балки рассчитываются на прочность по нормальным и наклонным сечениям
а также на трещиностойкость и жесткость.
Расчет на прочность по нормальным сечениям балок с параллельными
поясами производится по максимальному изгибающему моменту (при равномерно
распределенной нагрузке – по середине пролета). Для двускатных балок
наиболее опасное сечение находится не в середине пролета где балка имеет
максимальную высоту а на расстоянии от опоры определяемом по формуле
Как следует из (84) размер х существенно зависит от высоты балки на
опоре. Для реальных балок покрытия х = (035(040) l. В результате расчета
определяется площадь продольной арматуры и уточняются размеры поперечного
Отдельные проволоки периодического профиля в балках с натяжением
арматуры на упоры должны размещаться с зазором 10(15 мм. Может быть
допущено попарное размещение проволок.
В балках с натяжением арматуры на бетон часть арматурных пучков может
иметь криволинейное очертание. В этом случае толщина стенки определяется
размером арматурных каналов и минимальным защитным слоем (20 мм).
Расчет наклонных сечений на действие поперечных сил производится в
соответствии с указаниями пп. 3.30(3.38 [6]. В результате расчета
определяются шаг и диаметр поперечных стержней сварных каркасов армирующих
Расчет по образованию и раскрытию трещин выполняется в соответствии с
Приопорный узел балки усиливают дополнительными сетками в торцах для
надежной передачи усилий предварительного обжатия. Они устанавливаются
обычно на расстоянии 50(70 мм в количестве не менее 4 штук из расчета на
местное смятие (пп. 5.15 5.16 [6]).
Диаметр арматуры сеток не менее 5 мм размер ячейки 45(100 мм. Для
предотвращения образования продольных горизонтальных трещин на опоре
устанавливают дополнительные поперечные стержни надежно приваренные к
закладным деталям. Они располагаются на участке длиной не более [pic]. Для
повышения трещиностойкости опорного узла иногда устанавливают
предварительно напряженные поперечные стержни.
Отверстия в стенках решетчатых балок не должны попадать в зону
действия максимальных поперечных сил и они отодвигаются от опор на
4(17 пролета. Обычно отверстия имеют форму вытянутого восьмиугольника
длиной 900(1000 мм с перемычками между ними по 500(600 мм. Расстояния от
нижней и верхней поверхностей отверстия до нижней и верхней граней балки
назначают порядка 240(400 мм. Отверстия окаймляются по контуру стержневой
арматурой диаметром 10(12 мм сваренной с поперечными стержнями.
Коньковое сечение двускатных балок (с полкой в сжатой зоне) должно
быть достаточным для восприятия равнодействующей от сил сжатия в верхних
полках. При наличии в коньке ребра она может быть воспринята вертикальными
стержнями армирующими это ребро. При отсутствии ребра необходимо
предусмотреть в каркасе стенки дополнительные поперечные стержни
периодического профиля расположенные на участке длиной не более 13 высоты
сечения балки в коньке и приваренные к продольным стержням каркасов. Для
усиления конька применяют также специальные закладные детали.
Расчет прочности балки на усилия возникающие при обжатии бетона
транспортировании и монтаже и расчет прогибов в курсовом проекте
разрешается не производить.
Пример конструирования балки приведен на рис. 1.16.
Рис. 16. Пример конструирования предварительно напряженной
II. Примеры расчета и проектирования
конструкций одноэтажного каркасного
промышленного здания с мостовыми
РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ КАРКАСА
1. Исходные данные для расчета
Для расчета поперечной рамы одноэтажного промышленного здания
принимаются исходные данные по шифру в соответствии с номером зачетной
книжки по приложению 1 (табл. 1(3).
схема поперечника здания № 2 (рис. 2.1);
Рис. 2.1. Схема поперечника здания
цех ремонтно-механический;
район строительства по виду снегового покрова – III по
скоростному напору ветра – II принимается по [3];
общая длина здания L = 120 м;
грузоподъемность кранов Q = 20 т = 200 кН (в каждом пролете по
два крана среднего режима работы);
отметка головки рельса подкранового пути [p
расчетное давление на грунт R = 035 МПа.
2. Выбор варианта конструктивного решения здания
с шагом колонн 6 и 12 м
Рассмотрим варианты конструктивного решения здания с шагом 6 и 12 м.
Рис. 2.2. Эскиз поперечника здания при шаге колонн 6 м
Рис. 2.3. Эскиз поперечника здания при шаге колонн 12 м
На основании исходных данных учитывая размеры крана габариты
приближения строений к крану (прил. 2) составляем эскизы поперечника
здания при шаге колонн 6 и 12 м с указанием всех основных размеров здания
размеров сечений элементов и с привязкой колонн к продольным разбивочным
осям (рис. 2.2 и 2.3).
При выборе несущих конструкций здания следует руководствоваться
основными рекомендациями изложенными в первой части и в справочной
литературе [7 15] в которых приведены типовые железобетонные конструкции
зданий и сооружений для промышленного строительства. Для выбора конструкций
покрытия определяем действующую на покрытие нагрузку в заданном районе
строительства (см. п. 1.3.1).
Сравнение вариантов производится по расходу материалов на 1 м2 площади
пола цеха (здания) при шаге 6 и 12 м (табл. 2.1).
Исходя из расхода материалов на основании технологических требований
а также учитывая число пролетов рамы принимаем для детального расчета
вариант конструктивного решения с шагом крайних и средних колонн 12 м.
Кровля рулонная утеплитель из пенобетона [pic] 400 кгм3 = 4 кНм3
Покрытие из плит размером 3(12 м марки [pic] подобранных при
сравнении вариантов по расчетным нагрузкам.
В качестве ригеля рамы принимаем железобетонную двускатную балку
покрытия IБД4-18. В учебных целях шаг балок принят 12 м. Железобетонная
предварительно напряженная подкрановая балка БКНВ-12-2 высотой 14 м
подобрана при сравнении вариантов исходя из грузоподъемности крана.
Крайние колонны сплошные прямоугольного сечения марки КПI-28 привязка
крайних колонн к разбивочным осям при шаге колонн 12 м составляет 250 мм.
Средние колонны приняты сквозными двухветвевыми в качестве примера
Фундаменты под колонны предусмотрены стаканного типа.
Стеновые панели имеют длину 12 м и опираются на фундаментные балки.
В связи с тем что длина здания составляет 120 м назначаем один
температурно-усадочный шов. В середине температурных блоков устанавливаются
продольные вертикальные связи по колоннам.
3. Статический расчет поперечной рамы
3.1. Определение нагрузок
Собственный вес 1 м2 покрытия (см. табл.).
Расчетная нагрузка предаваемая балкой (фермой) покрытия на крайнюю
где [pic] – вес балки
равный 91 кН; [p [pic] –
коэффициент надежности по назначению.
Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и веса
подкранового пути (15 кНм) на колонну
Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:
Нагрузка от собственного веса самонесущих стен передается в данном
случае через фундаментные балки на фундаменты не оказывая существенного
Временные (непродолжительно действующие) нагрузки
Для расчета колонн распределение снеговой нагрузки по покрытию
принимается равномерным. Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 площади
где [pic] = 18 кНм2 – вес снегового покрова для III района строительства
(см. п. 5.2 табл. 4 [3]; [pic] = 1 – коэффициент по п. 5.4 прил. 3 [3].
Расчетная нагрузка от снега:
Вертикальная нагрузка от кранов
Для заданного мостового электрического крана грузоподъемностью Q =
050 (ГОСТ 3332–54 и прил. 1) имеем пролет крана L = 165 м; В = 63 м;
база крана k = 44 м; наибольшее нормативное давление колеса на подкрановый
рельс [p общий вес крана G = 285 кН вес тележки [pic] кН
где m – число колес на одной стороне крана.
Расчетные максимальное и минимальное давления на колонну от двух
сближенных кранов определяются по линии влияния давления на колонну (рис.
Рис. 2.4. Определение усилий от кранов по линиям влияния
Здесь ( = 085 – коэффициент сочетаний для групп режимов работы кранов
К-6К (п. 4.17 и прил. 1 [3]); [pic] = 11 – коэффициент надежности по
нагрузке (п. 4.8 [3]).
Расчетная горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана с
гибким подвесом груза
где 005 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза (п. 4.4 [3]).
Горизонтальная нагрузка на колонну от поперечного торможения двух
Горизонтальная ветровая нагрузка
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки
рассчитывается по уравнению
где [pic] – скоростной напор принимаемый для II района строительства по п.
4 табл. 5 [3] равный 30 кгсм2 = 300 Нм2;
с – аэродинамический коэффициент принимаемый по п. 6.6 прил. 4
схема 2 [3] (с наветренной стороны [pic] с подветренной в зависимости от
отношений [pic] и [pic] значение с принимается равным [pic] где b – длина
здания; h –высота вертикальной части стены);
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте.
Для типа местности А на высоте 5 м k = 075 на высоте 10 м – k = 10 на
высоте 20 м – k = 125; для промежуточных высот значение k определяется
линейной интерполяцией.
В учебном проекте можно принять некоторые упрощения: до 10 м значение
коэффициента k принимается равным средней линии трапеции основаниями
которой являются коэффициенты от уровня поверхности земли и до высоты 10 м.
Таким образом от земли и до высоты 10 м [pic] что даст погрешность в
В рассматриваемом примере высота здания +126 м отметка верха колонны
+108 м (см. рис. 2.3).
Среднее увеличение нагрузок на участке высотой (126–100)
определяется по интерполяции
Расчетная ветровая нагрузка на каждую из колонн крайнего ряда
расположенных с шагом l = 12 м:
с наветренной стороны:
равномерно распределенная в пределах высоты колонны
Дополнительная сосредоточенная ветровая нагрузка на участке от 10 до
8 м получающаяся за счет разных коэффициентов k и приложенная на уровне
Сосредоточенная ветровая нагрузка [pic] действующая на стену выше
верха колонны на участке от 108 до 126 м
Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка на уровне верха колонны
С заветренной стороны:
распределенная нагрузка в пределах высоты колонны
Учитывая что в поперечной раме ригель в продольном направлении
условно принимается абсолютно жестким можно действие сосредоточенных сил с
наветренной и заветренной сторон здания принять как действие суммы этих
сил приложенных с наветренной стороны
3.2. Определение усилий в стойках рамы
При определении усилий рассматривается поперечный ряд колонн (стоек)
соединенных шарнирно с балками (фермами арками) и жестко защемленных в
уровне обреза фундамента. Стропильные балки (фермы арки) являются ригелями
рамы которые ввиду большой продольной жесткости создают равные перемещения
всех стоек рамы при любых воздействиях внешней нагрузки.
Расчетная схема рамы приведена на рис. 2.5. Для каждого вида
загружения (рис. 2.6) составляется каноническое уравнение метода
перемещений из которого находится величина перемещения ( после чего
определяется значение упругой реакции на уровне верха каждой стойки по
Т = 187 кН; Т = 187 кН;
Рис. 2.5. Схема приложения нагрузок и расчетная схема поперечной рамы
По длине колонны принимаются четыре расчетных сечения (рис. 2.9): I-I
у верха колонны; II-II – непосредственно над крановой консолью; III-III –
непосредственно под крановой консолью; IV-IV – у верхнего обреза
При расчете рамы принимаем следующие правила знаков: силовая реакция
направленная вправо положительна; изгибающий момент вызывающий
растягивающие усилия в левых волокнах стоек положительный; поперечная сила
положительна если она будет вращать стойки у заделки с однозначной эпюрой
изгибающего момента.
Рис. 2.6. Схема усилий в стойках рамы при некоторых загружениях
Определение реакций верха колонн от единичного смещения (1 = 1 и от
каждого вида нагрузки (рис. 2.6) выполняется по прил. 3.
Определение реакций верха колонн от единичного смещения (1 = 1
Для колонны крайнего ряда (см. рис. 2.3 2.5) по формуле (1) прил. 3
[p H = 1095 м; [p [p
Считая условно что жесткость надкрановой части колонны [pic] будем
иметь приведенную жесткость подкрановой части [pic] поскольку [pic].
Реакция [pic] условно уменьшенная в [pic] раз будет
Для колонны среднего ряда реакция [pic] от смещения (1 = 1
определяется так же но значение коэффициента [pic] вычисляется по формуле
Здесь n = 3 – число панелей двухветвевого участка колонны; [pic] –
момент инерции сечения отдельной ветви.
Для колонны среднего ряда (см. рис. 2.3) ширина сечения колонны b = 50
см высота сечения ветвей h = 30 см расстояние в свету между ветвями с1 =
Момент инерции сечения подкрановой части относительно оси колонны
Жесткость сечения подкрановой части двухветвевой колонны приведенная
к жесткости сечения надкрановой части колонны крайнего ряда
Реакция верха колонны среднего ряда уменьшенная в [pic] раз
определяется по следующей формуле
С учетом пространственной работы каркаса здания при действии крановых
Определение расчетных усилий в сечениях колонн
от постоянной и временной нагрузок
Схема приложения вертикальных нагрузок на колонны приведена на рис.
Рис. 2.7. Схема приложения вертикальных нагрузок:
а – на колонну по оси А; б – на колонну по оси Б
Расчетные усилия от постоянной нагрузки
Изгибающий момент от внецентренного приложения постоянной нагрузки в
колонне крайнего ряда (по оси А) в точке I (см. рис. 2.7)
В колонне среднего ряда (по оси Б) изгибающие моменты от постоянной и
снеговой нагрузок не возникают вследствие симметричности поперечной рамы.
Упругие реакции на уровне верха колонн
От изгибающего момента [pic] кН(м.
Для колонны по оси А реакция [pic] верхнего конца колонны сплошного
сечения определяется по формуле (2) прил. 3
Для колонны по оси В [pic] кН. Колонна по оси Б загружена центрально
и для нее [pic]. Суммарная реакция связей в основной системе [pic].
Окончательно из уравнения упругая реакция [pic] кН где знак «–» для
колонны по оси А а знак «+» для колонны по оси В.
Реакция [pic] верхнего конца колонны по осям А и В определяется по
Для колонны по оси В [pic] кН.
Упругая реакция [pic] кН. Суммарная упругая реакция верха крайней
колонны от воздействия [pic] и [pic]
Расчетные усилия от постоянной нагрузки (см. рис. 2.5) в сечениях
в сечениях колонны по оси Б:
Эпюры изгибающих моментов при различных видах загружения строим в
табл. 2.3 расчетных усилий.
Расчетные усилия в сечениях колонны от снеговой нагрузки Psn .
Изгибающий момент от эксцентричного приложения нагрузки в колонне по
оси А в точке I (см. рис. 2.7) следующий:
В колонне по оси Б моменты равны 0.
Упругие реакции на уровне верха колонн. Усилия на колонну от снеговой
нагрузки передаются в той же точке что и усилия от постоянной нагрузки
(при самонесущих стенах) поэтому упругую реакцию можно определить из
соотношения моментов
Расчетные усилия от снеговой нагрузки [pic] (см. рис. 2.5 табл.
В сечениях колонны по оси А
В сечении колонны по оси Б
Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия М (кН(м) N (кН) Q
Примечание. Горизонтальные нагрузки от кранов по оси Б учитываются
только от 2-х наиболее неблагоприятных по воздействию кранов (СНиП
Определение упругих реакций в колоннах от вертикальных
В колонне по оси Б при расположении кранов в одном левом пролете
Упругие реакции на уровне верха колонн:
на колонне по оси А [p
на колонне по оси Б [pic] кН(м.
Реакция [pic] для колонны по оси А определяется по формуле (3) прил. 3
для колонны по оси Б –
Суммарная реакция в основной системе
С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение (12)
Упругая реакция колонны по оси А
Упругая реакция колонны по оси В
Упругая реакция колонны по оси Б
Расчетные усилия от вертикальных крановых нагрузок
(см. рис. 2.5 табл. 2.3)
[pic] кН (во всех сечениях колонны).
В сечении колонны по оси В
На колонне по оси А [p на колонне по оси Б [pic] = –
Для колонны по оси А
Для колонны по оси Б
С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет
Расчетные усилия (см. рис. 2.5 табл. 2.3).
Расчетные усилия в сечениях колонн от горизонтальных крановых нагрузок
Тормозная сила Т = 187 кН приложена к колонне по оси А.
Опорная реакция [pic] для колонны по оси А вычисляется по формуле (5)
Упругая реакция по оси А
Расчетные усилия (см. рис. 2.5 табл. 2.1).
В сечениях колонны по оси Б
[pic] кН (во всех сечениях).
Тормозная сила Т = 187 кН приложена к колонне по оси Б.
Опорная реакция для колонны по оси Б определяется по формуле (11)
Упругая реакция по оси Б –
Упругие реакции колонн по осям А и В –
Расчетные усилия в сечениях колонн по осям А и Б:
Расчетные усилия в сечениях колонн от ветровой нагрузки
Ветровая нагрузка действует слева направо: [p [p W =
Реакция колонны по оси А от равномерно распределенной нагрузки [pic]
определяется по формуле (4) прил. 3:
Реакция колонны по оси В от нагрузки [pic]
Реакция связи от сосредоточенной силы W = 124 кН
Каноническое уравнение имеет вид
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси А
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси В
Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси Б
При действии ветровой нагрузки справа налево усилия в стойках по осям
А Б В равны соответственно усилиям в стойках по осям В Б А с
отрицательным знаком (см. эпюры М в табл. 2.3).
Сочетания нагрузок и соответствующие им усилия
Расчетные усилия от воздействия различных нагрузок в сечениях колонны
поперечной рамы сводятся в табл. 2.3 и определяются основные сочетания
нагрузок I и II групп.
В основное сочетание нагрузок I группы включается постоянная нагрузка
(загружение № 1) и одна из кратковременных величина которой принимается
без снижения ([pic]). Вертикальные и горизонтальные крановые нагрузки
считаются как одна кратковременная.
Для колонны по оси Б предусматривается одновременное кратковременное
воздействие четырех кранов (два в левом пролете два – в правом) для чего
полученные расчетные усилия от двух сближенных кранов удваиваются и
умножаются на усредненный переходной коэффициент сочетаний
(ранее в п. 1.3.1 принималось [pic] для двух кранов легкого и среднего
режимов работы; при учете четырех таких кранов принимается [pic]).
В основное сочетание нагрузок II группы включается постоянная нагрузка
(№ 1) и две или более кратковременные нагрузки величины которых умножаются
на [pic]. В табл. 2.3 для колонны по оси Б верхние знаки отвечают
загружению левого пролета нижние – правого.
В качестве примера определения основных сочетаний нагрузок I и II
групп рассмотрим сечение IV-IV колонны А.
Основное сочетание нагрузок I группы
Nmax IV = 6544 (№ 1) + 5101 (№ 3) + 00 (№ 5) = 11645 кН.
Соответствующий момент
Соответствующая поперечная сила
Основные сочетания нагрузок II группы
[pic] = 6544 (№ 1) + [1847 (№ 2) + 5101 (№ 3) + 0 (№ 5) + 0 (№ 8)](09 =
Исходя из сочетаний нагрузок (табл. 2.3) для расчета колонн выбираем
невыгодные комбинации усилий в каждом сечении: 1-ю комбинацию усилий –
наибольший положительный изгибающий момент [pic] и соответствующую ему
продольную силу N; 2-ю комбинацию усилий – [p 3-ю
комбинацию усилий – [pic] и соответствующий М.
В нашем примере расчета наиболее опасными сечениями колонн являются
сечения II-II III-III и IV-IV.
1. Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А
Колонна К1 по оси А имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.
1.1. Исходные данные для расчета
Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при
атмосферном давлении [p [p [pic] МПа
Арматура класса А400; [p [pic] МПа [5 п.
1.2. Надкрановая часть колонны
Ширина сечения b = 50 см высота h = 60 см [pic] см полезная высота
Подбор сечения арматуры производим по наибольшим расчетным усилиям в
сечении II-II в котором наиболее опасными являются комбинации усилий
приведенные в табл. 2.4.
Значение момента от продолжительно действующей нагрузки (постоянной)
Рассматривается комбинация усилий Mmin и соответствующая продольная
Расчетная схема приведена на рис. 2.8.
Рис. 2.8. Расчетная схема
При учете влияния прогиба рекомендуется подразделить усилия от
вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Продольная сила и изгибающий момент от вертикальной нагрузки [pic]
От горизонтальной нагрузки (тормозных) [pic] [pic] кН(м.
Усилия от всех нагрузок равны
Эксцентриситет продольной силы
т. е. согласно п. 3.49 [5] значение момента М не корректируется.
Поскольку колонна в сечении II-II имеет податливую заделку то в
соответствии с п. 3.53 [5] коэффициент учитывающий прогиб колонны от
вертикальной нагрузки принимается равным [pic] Для вычисления коэффициента
[pic] учитывающего прогиб колонны от горизонтальной нагрузки расчетная
длина колонны согласно п. 3.55 б принимается равной
При этом гибкость [pic] т. е. учет прогиба обязателен.
Полный [pic] и продолжительно действующий [pic] моменты относительно
центра тяжести растянутой арматуры равны
Так как [pic] принимается [pic].
В первом приближении принимается [p здесь [pic].
Жесткость в предельной стадии определяется по формуле (17)
Критическая сила равна
Так как в сечении действуют преимущественно отрицательные моменты по
модулю существенно большие чем положительные расчет выполняется для
прямоугольных сечений с несимметричной арматурой.
Площади сечения сжатой и растянутой арматуры соответствующие минимуму
их суммы определяются следующим образом (см. формулу (31):
Принято [pic] мм2 следовательно арматура из 3(16А400 и [pic] мм2
В соответствии с рекомендацией п. 3.60 [5] если принятая площадь
сечения сжатой арматуры значительно превышает вычисленное значение (при
отрицательном ее значении) то площадь сечения растянутой арматуры
вычисляется следующим образом:
Окончательно принимается сжатая и растянутая арматура из 3(16А400 и
[pic] мм2 (табл. 7 прил. 4).
Поперечная арматура [pic] мм [pic] мм.
Проверим несущую способность при принятом армировании (в учебных
т. е. при принятом армировании несущая способность сечения обеспечена.
1.3. Подкрановая часть колонны
Подбор сечения арматуры производится по наибольшим усилиям в сечениях
Размеры подкрановой части колонны: b = 500 мм высота h = 800 см
[pic] мм полезная высота сечения [pic] мм.
В сечениях действуют комбинации усилий представленные в табл. 2.5.
В сечении III-III значения усилий от продолжительно действующей
нагрузки [p от вертикальной нагрузки – [pic] кН(м [pic]
кН; от горизонтальной нагрузки [pic] кН(м [pic].
В сечении IV-IV значения усилий от продолжительно действующей нагрузки
[p от вертикальной нагрузки [pic] кН(м [pic] кН здесь
– коэффициент сочетаний; от горизонтальной нагрузки [pic] кН(м [pic].
Так как моменты в сечениях III-III и IV-IV разные по знаку но близкие
по модулю принимается симметричное армирование подкрановой части колонки.
По сечению III-III усилия от вертикальной и горизонтальной нагрузки
[p [p [p [pic] в том числе от длительной [pic]
Полезная высота сечения равна [pic] мм.
Расчет ведется с учетом прогиба колонны согласно п. 3.53 [5].
Поскольку у сечения III-III колонна имеет податливую заделку коэффициент
учитывающий гибкость равен [pic]. В соответствии с п. 3.55 [5] прил. 5
расчетная длина подкрановой части колонны принимается равной [pic] м
([pic] м от верхнего обреза фундамента до верха консоли).
Отношение [pic] следовательно необходим учет прогиба колонны.
Расчет на усилия М и N в сечении III-III (см. табл. 2.5):
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести
Момент от полной и длительной части нагрузки относительно центра
тяжести растянутой арматуры
Предварительно принимается коэффициент армирования
Жесткость сечения равняется
Расчетный момент с учетом прогиба
Необходимая площадь арматуры определяется по формулам (24) или (25)
для чего вычисляются значения
[pic] значение [pic] по табл. 3.2 [5] и табл. 4 прил. 4
Площадь сечения симметричной арматуры
Армирование выполнено конструктивно т. е.
[pic] мм2 с каждой стороны сечения.
Принято 3(20А400 [pic] мм2 (табл. 7 прил. 4).
т. е. примерно соответствует принятому.
Проверим достаточность принятой площади поперечного сечения арматуры
на усилия в сечении IV-IV.
Во внимание принимается комбинация усилий [pic] М соответственно.
Усилия от всех нагрузок равны:
Моменты относительно растянутой арматуры от продолжительно действующих
Поскольку у рассматриваемого сечения колонна жестко заделана в
фундамент коэффициент [pic] определяется по формуле (15). При этом
расчетная длина подкрановой части колонны согласно п. 3.55 а [5] или по
прил. 5 принимается равной [pic] м.
Жесткость D при определении коэффициентов [pic] и [pic] вычисляется по
Аналогично определяется коэффициент [pic] при расчетной длине [pic] м.
Расчетный момент с учетом прогиба равен
Прочность сечения проверяется в соответствии с п. 3.56 [5]
следовательно высота сжатой зоны равна
Несущая способность сечения
следовательно несущая способность колонны в сечении IV-IV при симметричном
армировании из 3(20А400 в сжатой и растянутой зонах обеспечена (схему
армирования см. на. рис. 2.9).
Хомут ( 6 мм из арматуры класса А240 с шагом [pic] мм.
Рис. 2.9. Схема армирования колонны по оси А
Расчет колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не
производится для сокращения объема курсового проекта.
Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны
при монтаже и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты эпюры
которых приведены на рис. 2.10.
Рис. 2.10. Эпюры изгибающих моментов при монтаже колонны
Изгибающий момент в опасном сечении а–а
[p [pic] (п. 4.25 [5]).
При двойном армировании допускается выполнять расчет сечений на
изгибающий момент без учета работы бетона сжатой зоны.
Проверка прочности сечения выполняется по меньшей площади поперечного
сечения арматуры [pic] мм2. Плечо внутренней пары сил [pic] мм.
Несущая способность сечения равна
[pic]( 106 Н(мм > 1058 ( 106 Н(мм.
Аналогично если это необходимо проверяется прочность сечения а–а в
1.5. Расчет подкрановой консоли
Размеры консоли и схема армирования показаны на рис. 2.11.
Высота консоли: полная полезная и по свободному краю соответственно
равны [p [p [p вылет консоли [p расстояние от
грани колонны до линии действия нагрузки а = 200 мм; ширина колонны b = 500
мм; ширина площадки передачи нагрузки вдоль вылета консоли [pic] мм здесь
[pic] мм – ширина нижнего пояса подкрановой балки в месте опирания ее на
консоль; [pic] мм – расстояние от грани колонны до более удаленного края
площадки передачи нагрузки на консоль; [pic] – угол наклона сжатой полосы к
горизонту [pic] [pic] – ширина сжатой полосы.
Достаточность принятых размеров при действии поперечной силы из
условия прочности по наклонной сжатой полосе проверяется по зависимости
Нагрузка на консоль равна
Вследствие того что высота консоли h = 1450 мм > 25а = 25 ( 200
= 500 мм принимается армирование консоли горизонтальными двухветвевыми
хомутами диаметром 10 мм класса А240 ([pic] мм2 шаг [pic] мм) и
наклонными стержнями.
Коэффициент армирования хомутами
Так как суммарная площадь поперечного сечения пяти двухветвевых
хомутов пересекающих верхнюю половину линии длиной l соединяющей точки
приложения нагрузки и сопряжения нижней грани консоли с гранью колонны
равна [pic] мм2 то необходимо предусмотреть отогнутую арматуру в виде
(20А300 с площадью сечения [pic] мм2.
Несущая способность консоли по прочности по сжатой полосе равна
При этом соблюдается условие
Площадь поперечного сечения продольной арматуры класса А400 из условия
прочности на изгибающий момент при шарнирном опирании определяется по
Коэффициент армирования [pic].
Исходя из конструктивного минимума площадь поперечного сечения
Принимается по табл. 8 прил. 4 – 3(25А400 [pic] мм2.
Рис. 2.11. Схема армирования консоли
Колонна К2 по оси Б двухветвевая имеет в надкрановой части сплошное
сечение в подкрановой – две ветви (рис. 2.12).
2.1. Исходные данные для расчета
атмосферном давлении.
[pic] МПа [pic] МПа (прил. 4 табл. 2 4) [pic] МПа.
Арматура класса А400 d > 100 мм [pic] МПа [pic] МПа.
Рис. 2.12. Схема армирования колонны по оси Б
При равных крановой нагрузке и пролетах сечения колонны испытывают
действие разных по величине изгибающих моментов поэтому при расчете на все
комбинации усилий подбираем симметричную арматуру.
2.2. Надкрановая часть колонны
Ширина сечения b = 50 см высота h = 60 см [pic] см [pic]см.
приведенные в табл. 2.6.
Усилие от длительно действующей нагрузки
Комбинация усилий Mmax (Mmin) и соответствующая
В данную комбинацию входят усилия от постоянной вертикальной нагрузки
[pic] кН (момент от этой нагрузки [pic]).
В эту комбинацию также входит момент от вертикальной крановой нагрузки
и момент от горизонтальной крановой и ветровой нагрузок
Коэффициент [pic] (см. п. 3.53 [5] для сечений в концах элемента при
податливой заделке).
Расчетная длина при вычислении коэффициента [pic] согласно п. 3.55 б
[5] принимается равной
Полный [pic] и продолжительно действующий [pic] – моменты относительно
Так как [pic] (e = 0317.
В первом приближении суммарный коэффициент армирования равен:
Жесткость в предельной стадии определяется по формуле (17):
Критическая сила равна:
Необходимая площадь сечения арматуры определяется по формуле (24) для
чего предварительно вычисляются значения:
Из табл. 3.2 (5( или табл. 5 прил. 4 находится (R = 0531 (R =
90. Так как (n (R площадь сечения арматуры определяется по формуле
Принимается конструктивное армирование [p принимаем по
табл. 7 прил. 4 3(16АIII Аs = 603 мм2. Хомуты из стали класса А240 dw =
мм шаг хомутов Sw = 15 ( 16 = 240 мм принято Sw = 200 мм.
Комбинация усилий Nmax и соответствующий
В данную комбинацию входят постоянная вертикальная нагрузка Nv = 8559
кН и момент от этой нагрузки Мv = ( 0. В эту же комбинацию входит момент от
вертикальной крановой нагрузки Mv = 929 ( 09 = 836 кН(м и продольная
сила от крана и снега Nv = 0 + 3694 = 3694 кН а также момент от
поперечного торможения крана и ветровой нагрузки Мh = ( (62 + 803) 09 =
Эксцентриситет продольной силы:
Значение коэффициента (v расчетной длины l0 и гибкости ( см. расчет
на первую комбинацию усилий.
Значения моментов М1 и М1l относительно центра тяжести растянутой
Тогда [pic] так как [pic] принимается (е = 022.
Жесткость в предельной стадии
Проверяется прочность сечения с армированием принятым по результатам
расчета на усилия Мmax (Аs = [pic] = 603 мм2) согласно п. 3.56 (5(
следовательно [pic] мм.
т. е. прочность сечения при принятом симметричном армировании 3(16А400
2.3. Подкрановая часть колонны
Подбор сечения арматуры производится по наибольшим расчетным усилиям в
сечении IV-IV (см. табл. 2.3). Сечение колонны состоит из двух ветвей
высота всего сечения двухветвевой колонны 140 см сечение ветви b ( h = 50
( 30 см (см. рис. 2.12) a = a( = 3 см h0 = 27 см расстояние между осями
ветвей с = 110 см. Расстояние между осями распорок s = 180 см.
Значение момента от продолжительного действия нагрузки Ml = 0.
Расчетная длина подкрановой части колонны
Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой части колонны в
плоскости изгиба рассчитываем по формуле (43):
Необходим учет влияния прогиба элемента на его прочность.
Определение площади сечения арматуры в ветвях на комбинацию усилий
Для расчета возьмем момент из табл. 2.7:
[pic] кН(м N = 16689 кН Q = 470 кН.
Расчетные усилия включают в себя усилия от всех вертикальных нагрузок
Mv = 1268 кН(м Nv = 16689 кН и от горизонтальных (тормозных и ветровых
нагрузок) Mh = 2495 кН(м Nh = 0.
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести подкрановой
Моменты от всей и от продолжительно действующей нагрузок относительно
центра тяжести растянутой арматуры:
[pic] принимается (е = 0161.
а) бетонной части сечения
б) всей продольной арматуры относительно центра тяжести сечения.
Предварительно принимается коэффициент армирования ( = 0004 тогда
жесткость двухветвевой части колонны
Коэффициенты (v и (h определяются по зависимости (15). Критическая
сила при определении коэффициента (h равна:
Критическая сила при определении (v при [pic] мм
Усилия в ветвях колонны
по другой ветви [pic].
Необходимая площадь поперечного сечения арматуры по усилиям в ветви
Mbr = 212 кН(м Nb1 = 11838 кН
Коэффициент армирования
что меньше конструктивного минимума принимается
принимаем по табл. 7 прил. 4 2(16А400 [pic] = 402 мм2. При этом
расстояние между осями стержней (при [pic]= 40 мм) несколько превышает
требования норм в соответствии с которыми она должна быть не более 400 мм.
что незначительно отличается от величины предварительно принятого
коэффициента армирования.
Площадь поперечного сечения арматуры по усилиям во второй ветви: Mbr =
2 кН(м Nb1 = 4852 кН
Принимаем армирование конструктивно 3(14А400
Для расчета возьмем усилия из табл. 2.7:
N = 23066 кН; Q = 254 кН при М = 2392 кН(м.
Величина усилий от вертикальных нагрузок:
в том числе постоянных [p от ветровых и тормозных нагрузок
Площадь поперечного сечения арматуры в ветвях колонны принимается по
расчету на первую комбинацию нагрузок [pic] мм2
Моменты от всей и постоянных нагрузок относительно центра тяжести
растянутой арматуры:
Так как [pic] принимается [pic]
Момент инерции всей продольной арматуры относительно центра тяжести
Жесткость двухветвевой части колонн
Критическая сила при определении коэффициента [pic] –
при определении [pic]
Коэффициенты [pic] и [pic] учитывающие прогиб колонны по формуле
Усилия в ветвях колонны:
Проверяется прочность сечения наиболее нагруженной ветви:
Высота сжатой зоны [pic] мм.
Прочность прямоугольного сечения с симметричной арматурой
По табл. 7 прил. 4 принимаем армирование ветвей в сжатой и растянутой
зонах 3(14А400 ([pic] мм2) поперечное армирование (6А240 с шагом 200 мм.
Расчет промежуточной распорки
Изгибающий момент в распорке
Сечение распорки прямоугольное: b = 500 мм h = 400 мм h0 = 370 мм.
Так как эпюра моментов кососимметричная распорка армируется
По табл. 7 прил. 4 принимаем 3(14А400 [pic] мм2.
В курсовом проекте разрешается расчет распорки на поперечную силу не
перпендикулярной плоскости изгиба
В соответствии с п. 3.50 [5] расчет колонны из плоскости изгиба
Так как [pic] необходимо учитывать влияние прогиба.
В соответствии с п. 3.58 [5] расчет сжатых элементов из бетона классов
В15(В35 на действие продольной силы N приложенной со случайным
[pic] см при [pic] м 20h = 20 ( 05 = 100 м
выполняется по формулам (41 42) и п. 3.58 [5]:
[pic] Н = 3120 кН > 2306 кН.
Несущая способность колонны из плоскости достаточна.
Здесь [p [pic] – площадь всей арматуры в сечении
Коэффициенты [pic] и [pic] определяются по табл. 3.5 и 3.6 [5] см.
также приложение 5. В зависимости от отношений [pic] и [pic]
Расчет фундамента под колонну по оси А
1. Определение усилий
На фундамент передаются усилия от колонны (сечение IV-IV) веса стены
и фундаментной балки веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновая
панель из легкого бетона размерами 12(03(120 весит 40 кН; от отметки
6 укладываются 5 панелей (рис. 2.13).
Рис. 2.13. Расчетная схема и конструкция фундамента
Суммарная высота двух оконных проемов составляет 66 м (05 кНм2).
Вес фундаментной балки 51 кН. Нормативная нагрузка от веса стены
Усилия действующие на уровне подошвы фундамента:
где MIV QIV и NIV – усилия от колонн в сечении IV-IV на уровне обреза
фундамента (см. табл. 2.3). [pic] = 155 м (высота фундамента назначается
на стадии эскизного проектирования). Из табл. 2.3 выбираются невыгодные
комбинации усилий в сечении IV-IV и определяются усилия на уровне подошвы
фундамента (табл. 2.8).
Нормативные усилия получаются путем деления расчетных усилий на
усредненный коэффициент надежности по нагрузке [pic]
2. Определение размеров подошвы фундамента
Размеры подошвы фундамента определяются по наибольшим усилиям для
расчета по II группе предельных состояний (комбинация 4 табл. 2.8) по
Здесь 125 – коэффициент учитывающий влияние момента; R = 035 МПа =
0 кНм2 – расчетное давление на грунт основания (принимается из задания);
[pic] кНм3 – усредненный объемный вес материала фундамента и грунта на
обрезах Н1 – глубина заложения фундамента.
Соотношение сторон подошвы фундамента принимается [pic] тогда [pic] м.
Определение усилий для расчета фундамента
Размеры в плане подошвы фундамента рекомендуется брать кратными 300
мм в связи с чем принимаем размеры фундамента а = 30 м тогда b = 08(30
Фактическая площадь подошвы фундамента
Принятые размеры подошвы фундамента проверяем на действие комбинацией
усилий для расчета по II группе предельных состояний из следующих условий:
Определяем напряжение возникающее под подошвой фундамента (табл.
8) на комбинацию усилий 3.
Эксцентриситет равнодействующих всех сил на уровне подошвы фундамента
следовательно сила находится внутри площади ядра сечения и краевые
давления на грунт равны:
= 2454 кНм2 12R = 12 ( 350 = 420 кНм2.
Определяем напряжение возникающее под подошвой фундамента (по табл.
8) на комбинацию усилий 4.
[pic] 229 кНм2 R = 350 кНм2.
Таким образом принятые размеры фундамента достаточны.
3. Расчет прочности тела фундамента
Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В15 Rb = 85 МПа Rbt =
5 МПа (табл. 2 3 7 прил. 4) арматура – из горячекатаной стали класса
А300 с Rс = 270 МПа.
3.1. Расчет на продавливание плитной части фундамента
при стаканном сопряжении сборной колонны
Определяем высоту плитной части фундамента (рис. 2.13) из расчета на
продавливание от нижнего обреза подколонника (стакана) для случая
монолитного его сопряжения с плитой.
Назначаем размеры подколонника (стакана) руководствуясь указаниями
минимальная толщина стенки.
Принимаем размеры стакана [pic] м и [pic] м.
Вычисляем наибольшее давление на грунт от расчетной нагрузки без учета
веса фундамента и грунта на его уступах на усилия комбинаций 1 2.
Для расчета принимаем максимальное краевое давление [pic] кНм2.
С учетом защитного слоя арматуры равного 7 см и рекомендаций [8]
принимаем высоту плиты фундамента [p [pic] см.
Высота подколонной части
согласно [8] проверку крайней грани на продавливание следует производить
от нижнего обреза подколонника для чего вычисляем:
среднее арифметическое величины периметров верхнего и нижнего основания
пирамиды продавливания
площадь прямоугольника ABCDG (см. рис. 2.13) на которую действует
продавливающая сила:
Расчетная продавливающая сила действующая на рассматриваемую грань:
[pic]([pic]= 084 ( 3601 = 3023 кН.
Прочность сечения на продавливание
[pic] Н = 4503 кН > F = 3023 кН
т. е. прочность рассматриваемой грани обеспечена.
Для проверки прочности плиты на поперечную силу вычисляем длину
проекции наклонного сечения
Проверка прочности нижней ступени по наклонному сечению выполняется по
зависимости (70) для единицы ширины сечения:
Здесь [pic] МПа = 750 кНм2.
Следовательно прочность плиты на действие поперечной силы обеспечена.
3.2. Определение площади сечения арматуры
Площадь сечения арматуры укладываемой параллельно стороне а
определяем по изгибающему моменту в сечении I-I.
Принимаем в продольном направлении 20 стержней (14 мм с шагом 125 мм с
[pic] мм2 > [pic] мм2.
Площадь сечения арматуры укладываемой параллельно стороне b
определяем по изгибающему моменту в сечении II-II:
Принимаем 16(10A300 [pic] мм2 [pic].
3.3. Расчет стаканной части фундамента (подколонника)
В соответствии с конструктивными требованиями обеспечения жесткого
защемления колонны в фундаменте и анкеровки продольной арматуры колонн
глубина стакана [pic] принимается равной 1000 мм (рис. 2.13) что
удовлетворяет условиям: а) анкеровки арматуры [p б) жесткого
защемления колонн [pic] мм.
Необходимость армирования стаканной части определяется отношением
толщины стенки [pic] к его глубине
следовательно стенки необходимо армировать продольной и поперечной
внецентренное сжатие коробчатого сечения на уровне дна стакана от
комбинаций усилий действующих в колонне по верхнему обрезу фундамента
Значения усилий в колонне приведены в табл. 2.3 и 2.8.
[p [p [p [pic] кН(м.
Усилия на уровне дна стакана равны:
Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести сечения (оси
Значение изгибающего момента не корректируется.
Приводим коробчатое сечение стакана к двутавровому (рис. 2.14).
[pic] Н = 3060 кН > N = 15994 кН
выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке и расчет
выполняется для прямоугольного сечения шириной [p [pic] мм
Рис. 2.14. Расчетная схема стаканной части фундамента
По расчету арматура не требуется и назначается конструктивно.
Принимаем минимальный процент армирования [pic] от площади поперечного
Устанавливаем с каждой стороны сечения стакана по 6(12А300
Поперечную арматуру определяем из расчета на изгибающий момент по
наклонному сечению проходящему через верхнее ребро стакана и условную ось
поворота колонны внизу.
Местоположение оси поворота определяется в зависимости от величины
эксцентриситета от нагрузки по верхнему обрезу фундамента с учетом
случайного эксцентриситета.
Эксцентриситет усилия
но так как [pic] то расстояние y от оси колонны до точки через которую
проходит ось поворота
Поперечное армирование должно воспринять полную величину момента от
В качестве поперечного армирования принимаем сварные сетки (рис. 2.15)
из арматуры класса А240 ([pic] МПа). Шаг сеток 10 см по всей высоте
Площадь сечения поперечных стержней одной сетки в направлении действия
изгибающего момента определяем по формуле
[pic]100 + 200 + 300 + 400 + 500 + 600 + 700 + 800 + 900 + 1000 =
Необходимое сечение одного стержня сетки
Принимаем минимально допустимый диаметр стержня 8 мм с [pic] мм2.
Рис. 2.15. Расчетная схема и армирование стакана
Проверяем прочность стакана на местное сжатие при осевом положении
Площадь смятия [pic] см2. Рабочая площадь [pic] см2.
(формула 1.171 [5]).
N = 12797 кН [pic] 7480 кН где [pic] = 1 при равномерном распределении
нагрузки. Прочность бетона на местное сжатие обеспечена косвенного
армирования не требуется.
Расчет предварительно напряженной
сегментной фермы ФС-1
В проекте принята типовая предварительно напряженная сегментная ферма
марки ФС-18-IV длиной 1794 м и весом 94 кН.
Фермы располагаются поперек здания с шагом 12 м. Геометрическая схема
фермы и размеры ее приведены на рис. 2.16.
Рис. 2.16. Геометрическая схема фермы и ее сечения
Ферма изготавливается из бетона класса В40 имеющего (см. приложение
табл. 1–4 6–8) [p [p [p [pic] MПа.
Прочность бетона к моменту обжатия
Арматура (растянутая) – канаты К-7 класса К1400.
Величина предварительного напряжения
2. Определение усилий в элементах фермы
Нагрузки действующие на ферму принимали из статического расчета
поперечной рамы (п. 1.3.1).
Нормативные нагрузки
Постоянная с учетом собственного веса фермы:
постоянная от веса покрытия
собственный вес фермы 94 т = 94 кН
[pic] 297 + 044 = 34 кНм2.
Постоянная сосредоточенная (узловая)
кратковременная (снеговая)
суммарная нормативная нагрузка
Усилия в элементах фермы определяем графическим методом путем
построения диаграммы Максвелла–Кремоны от единичных сил приложенных в
узлах фермы (рис. 2.17).
Рис. 2.17. Диаграмма усилий от единичного загружения половины пролета
Измеренные в соответствующем масштабе усилия на диаграмме умножаем на
величину узловых нагрузок и получаем нормативные и расчетные усилия в
поясах и элементах решетки.
Постоянная нагрузка + длительная временная (50 % от 648 кН)
Полная нагрузка 1994 кН.
При снеговой нагрузке расположенной на одной половине фермы в
отдельных элементах решетки фермы могут возникнуть усилия больше чем при
загружении по всему пролету. Поэтому в курсовом проекте для сокращения
вычислительных операций рассматривается только одна расчетная схема с
единичной узловой нагрузкой на половине пролета фермы (см. рис. 2.17).
Опорные реакции при таком загружении равны:
3. Расчет нижнего пояса
3.1. Расчет по первой группе предельных состояний
Наибольшее расчетное усилие в нижнем поясе N = 10368 кН (табл. 2.9).
где [pic] – коэффициент надежности по назначению зданий.
Площадь сечения напрягаемой арматуры
Площадь сечения одной пряди (15К7 равна [pic] мм2 (табл. 7 прил. 4).
Принимаем 6(15K7 с [pic] мм2.
Примечание. «–» – сжатие; «+» – растяжение.
3.2. Расчет по второй группе предельных
состояний (по трещиностойкости)
Расчетное усилие по второй группе предельных состояний при [pic]
Площадь приведенного сечения
Принятые характеристики:
контролируемое напряжение – [p
прочность бетона при обжатии – 28 МПа;
коэффициент точности натяжения при расчете потерь – 10;
то же по образованию трещин – 09.
Определение потерь предварительного натяжения
Первые потери [pic] происходящие до обжатия бетона:
а) от релаксации напряжений при механическом способе натяжения
б) от температурного перепада при [pic] (при пропарке изделия)
в) от деформации анкеров при [pic] мм и расстоянии между наружными
гранями упоров [pic] мм.
[pic] =[pic] + [pic] + [pic] = 683 + 813 + 201 = 1697 МПа.
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь
Напряжение в бетоне от действия [pic]
Вторые потери [pic] происходящие после обжатия бетона:
б) от ползучести бетона
где [pic] = 19 – коэффициент ползучести для бетонов класса В40
[pic] – коэффициент армирования.
[pic] = [pic] + [pic] = 45 + 512 = 962 МПа.
Полные потери предварительного напряжения
[pic]+[pic] = 1697 + 962 = 2659 МПа > 100 МПа.
Напряжение в арматуре за вычетом всех потерь
Расчетное отклонение напряжения при механическом способе натяжения
согласно п. 3.7 [6]:
а) при благоприятном влиянии [p
б) при неблагоприятном влиянии [pic]= 11.
Усилие при образовании трещин
где [pic] = 085 – коэффициент учитывающий снижение трещиностойкости
вследствие жесткости узлов фермы.
Так как [pic] то необходим расчет по раскрытию трещин.
Расчет по непродолжительному раскрытию трещин
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по формуле
[pic] 12 – для растянутых элементов.
Вычисляем другие величины:
где [p [pic] кН (см. таблицу усилий).
Базовое расстояние между трещинами
где [pic] мм – диаметр арматуры.
Согласно п. 4.10 [6] принимаем [pic] = 400 мм.
Поскольку [pic] то требуется произвести расчет по непродолжительному
раскрытию (см. п. 4.12 [6]).
Суммарная ширина раскрытия трещин
Таким образом полученная величина удовлетворяет нормативным
требованиям по раскрытию трещин (п. 4.12 [6]).
4. Расчет верхнего пояса
Максимальное расчетное усилие в стержнях 2-а и 7-ж [pic] кН.
Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от расчетных
то для унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с
учетом [pic] армируем по усилию
Сечение верхнего пояса [pic] см.
Принимаем арматуру класса А400 с [pic] МПа [pic] МПа.
В расчете учитывается случайный эксцентриситет
Геометрическая длина стержня [pic] см. Расчетная длина стержня [pic]
см. Гибкость [pic]. Необходим учет влияния прогиба.
Моменты от полной и длительной нагрузки относительно оси проходящей
через центр наименее сжатых (растянутых) стержней арматуры
Для определения жесткости элемента вычисляются следующие параметры:
Предварительно задаем коэффициент армирования [pic]
Момент от случайного эксцентриситета с учетом прогиба:
Относительная величина продольной силы:
Следовательно имеет место второй случай. Площадь арматуры
определяется следующим способом.
При принятом коэффициенте армирования [pic]
Арматура принимается конструктивно 4(16А400 [pic] мм2.
5. Расчет элементов решетки
Рассмотрим растянутые элементы:
раскосы (а-б) и (е-ж)
Сечение раскосов 15(15 см. Арматура класса А400 с [pic] МПа.
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности
Конструктивно принимаем [p [pic] см2.
Принимаем 4(10А400 с [pic] см2.
Определяем ширину раскрытия трещин [pic] при действии усилий от
постоянных и длительных нагрузок учитываемых с коэффициентом [pic]
Усилие трещинообразования в центрально растянутом элементе
определяется по рекомендации п. 4.9 [5]:
Усилие в раскосе от нормативной нагрузки равно:
где усилие от единичной нагрузки 02 (см. табл. 2.9).
Следовательно трещины в раскосе не образуются.
Остальные раскосы и стойки армируются аналогично данному раскосу.
Длину заделки [pic] напрягаемой арматуры согласно [9] принимают для
канатов диаметром 12–15 мм равной 1500 мм для проволоки периодического
профиля – 1000 мм и для стержневой арматуры 35d где d – диаметр стержня.
Рассчитываем требуемую площадь поперечного сечения продольной
ненапрягаемой арматуры в пределах узла
где [pic] кН – расчетное усилие в стержне 9-а нижнего пояса (см. табл.
Принимаем 4(14А400 [p длина заделки
[pic] = 35d = [pic] мм.
Рассчитываем площадь поперечного сечения арматуры (рис. 2.18)
Рис. 2.18. К расчету опорного узла:
а – схема работы; б – армирование
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении по линии
[pic] требуемая площадь поперечного стержня
[p х – высота сжатой зоны; [p n
– количество поперечных стержней в узле пересекаемых линией АВ; при двух
каркасах и шаге стержней 100 мм [pic] шт.
Принимаем диаметр 14 мм с [pic] мм2.
Расчет площади сечения поперечной арматуры
Для примера рассматривается первый промежуточный узел по верхнему
поясу фермы где примыкает растянутый раскос (а-б). Усилие в раскосе [pic]
Фактическая длина заделки стержней раскоса (а-б) за линию [pic] (рис.
19) [pic] мм а требуемая длина заделки арматуры 4(10А400 составляет
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяется по
где [p [p [pic] для узлов нижнего
где [pic] – количество поперечных стержней в каркасах пересекаемых линией
По расчету поперечные стержни в промежуточном узле не требуются.
Принимается конструктивно (8А400 с шагом 100 мм.
Рассчитываем площадь поперечного сечения окаймляющего стержня (рис.
19). По условному усилию определяем
где [pic] и [pic] – усилия в растянутых раскосах а при наличии одного
растянутого раскоса [pic].
Рис. 2.19. Схема работы и армирования промежуточного узла
Требуемая площадь поперечного сечения окаймляющего стержня
Здесь [pic] – количество каркасов в узле [pic] = 90 МПа из условия
ограничения ширины раскрытия трещин.
Принимается 2(12А400 [pic] мм2.
РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ
В качестве варианта несущей конструкции покрытия в проекте принята
предварительно напряженная двускатная балка марки 1БД-IV-18 пролетом 18 м.
Шаг балок в учебных целях принят 12 м. Расчетный пролет балки (рис. 2.20)
Рис. 2.20. К расчету предварительно напряженной балки покрытия
В курсовом проекте требуется произвести расчет балки по I и II группам
предельных состояний.
Балка изготавливается из бетона класса В30 подвергнутого тепловой
обработке для которого
[pic] МПа [pic] МПа (табл. 2 4 [6] табл. 2 3 прил. 4)
[pic] МПа [pic] МПа (табл. 2 3 [6] табл. 1 2 прил. 4)
[pic] МПа (табл. 2 5 [6] табл. 3 прил. 4).
Передаточная прочность бетона (п. 2.3 [6])
Напрягаемая арматура класса А600 с натяжением на упоры механическим
ненапрягаемая продольная и поперечная арматура класса А400 с [pic] МПа –
В сжатой зоне (верхней полке) установлена сжатая арматура 4(16А400 с
2. Определение нагрузок
Нормативные нагрузки:
от веса покрытия (см. п. 1.3.1)
от собственного веса балки 91 кН
Итого 3664 + 505 = 4069 кНм;
б) кратковременная (снеговая)
Суммарная нормативная нагрузка
от собственного веса балки
[pic] кНм (505 кН – собственный вес 10 м балки).
Суммарная расчетная нагрузка
3. Расчет по первой группе предельных состояний
3.1. Расчет прочности по нормальным сечениям
Наиболее опасным для двускатных балок является сечение III-III (см.
рис. 2.20) находящееся на расстоянии [pic] от опоры:
где [p [pic] – уклон верхнего
пояса балки; [pic] – пролет балки равный 1800 см.
Изгибающий момент от расчетной нагрузки в сечении III-III
Высота балки в сечении III-III (на расстоянии 656 см от опоры или на
расстоянии 6685 см от торца балки)
Полезная высота сечения
Величина предельного напряжения арматуры с учетом точности ее
Относительная деформация в растянутой от внешней нагрузки арматуре при
достижении в ней напряжения равного расчетному сопротивлению (для арматуры
с условным пределом текучести)
Предельная относительная деформация бетона [pic]
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона по формуле
Проверяем положение границы сжатой зоны:
[pic] Н(мм [pic] кН(м [pic] кН(м
т. е. граница сжатой зоны проходит в ребре поэтому расчет следует
производить следующим образом:
Относительная высота сжатой зоны бетона
Сжатой арматуры принято недостаточно и необходимая площадь
Принимается 4(18А400 с [pic] мм2.
Снова определяется значение [pic].
Коэффициент условий работы определяется по формуле 3.2 [6]:
Принимается 9(25А600 с [pic] мм2.
Далее следует проверить прочность сечения балки по середине пролета
Изгибающий момент в этом сечении от расчетной нагрузки
Полезная высота сечения (см. рис. 2.20)
Определяем значение [pic] при [pic]:
Так как [pic] расчет ведем с учетом коэффициента [pic]:
[pic] 2948 ( 106 Н(мм > [pic] 106 Н(мм
т. е. прочность сечения обеспечена.
3.2. Расчет прочности по наклонным сечениям
Расчет на поперечную силу необходимо производить в сечениях где
осуществляется переход опорного ребра балки в стенку (рис. 2.20 сечение I-
I) начинается уширение стенки (сечение II-II) происходит смена шага
поперечных стержней. Для двускатной балки расчет производим как для
элемента сжатая грань которого наклонена под углом [pic] к продольной оси
а растянутая – параллельна ей. Вначале определяем по наибольшей поперечной
силе в сечении I-I интенсивность поперечного армирования (шаг хомутов) на
участке длиной [pic] от опоры затем увеличиваем шаг поперечных стержней на
участке [pic]. В средней части на участке [pic] шаг поперечного армирования
назначаем по конструктивным требованиям. При расчете по наклонному стеканию
целесообразно рассматривать фактическое загружение балки.
Рис. 2.21. Схема нагружения балки и эпюра поперечных сил
Сосредоточенная нагрузка от плит покрытия на балку
[pic] = 095 – коэффициент надежности по назначению здания.
Поперечные силы в сечениях балки равны:
на опоре (см. рис. 2.21):
В сечении под первым грузом
В сечении под вторым грузом:
Для учета положительного влияния предварительного напряжения на
несущую способность бетона по поперечной силе (коэффициент [pic])
необходимо определить величину усилия предварительного обжатия Р с учетом
потерь предварительного напряжения в арматуре (п. 3.32 [6]).
а) от релаксации напряжений арматуры при электротермическом способе
б) от температурного перепада [pic]
в) от деформации анкеров
[pic] так как они должны быть учтены при определении значений полного
Сумма первых потерь равна
а) от усадки бетона класса В30
Так как передаточная прочность бетона [pic] принята равной 70 % от
класса бетона то согласно п. 2.32 [6] значения коэффициента ползучести
[pic] и начального модуля упругости [pic] принимаются соответственно по
табл. 2.5 и 2.6 [6] для бетона класса В30.
Геометрические характеристики приведенного сечения определяются
согласно п. 2.33 [6].
Для упрощения расчета высота свесов полок усредняется (см. рис. 2.20).
Площадь сечения бетона
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести
Усилие обжатия с учетом первых потерь равно
Так как в верхней зоне напрягаемая арматура отсутствует ([pic]) то
Вычислим изгибающий момент в середине пролета балки от собственного
веса балки возникающий при ее изготовлении балки в вертикальном положении:
Напряжение обжатия бетона на уровне центра тяжести напрягаемой
= 09 ( 21 = 189 МПа.
Напряжение бетона на уровне арматуры [pic] при
Расстояние между центрами тяжести напрягаемой арматуры и приведенного
Коэффициент армирования [pic]
Вторые потери предварительного напряжения
[pic] =[pic] + [pic] = 40 + 104 = 144 МПа.
Суммарная величина потерь напряжения
[pic] 974 + 144 = 2414 МПа > 100 МПа.
Напряжение [pic] с учетом всех потерь равно
[pic] = 540 – 2414 = 299 МПа.
Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений Р определяется при
значении напряжений в ненапрягаемой арматуре равных [pic] условно
принимаемых равными вторым потерям т. е. [pic] = [pic] = 144 МПа а
поскольку [pic] напряжение [pic]:
Предварительно принимаем поперечную арматуру диаметром 12 мм класса
А400 ([pic] МПа) в двух каркасах (n = 2) шаг поперечных стержней в
приопорной зоне [pic] мм. Проверим прочность наклонного сечения с длиной
проекции равной расстоянию от опоры до первого груза [pic] м.
Высота поперечного сечения в конце наклонного сечения равна
Площадь поперечного сечения балки [pic] без учета свесов сжатой полки
Значения [pic] для этого сечения:
Полезная высота опорного сечения равна
Невыгоднейшее значение [pic] вычисляем по формуле (3.68) [6]
[pic] мм [pic] = 2850 мм.
Принимаем [pic] = 464 мм.
Полная и рабочая высота поперечного сечения на расстоянии [pic] = 464
мм от опоры следующая:
Значение [pic] для этого сечения
[pic] = 1 + 16 ( 0728 – 116 ( 07282 = 155
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Принимается [pic] = [pic] = 464 мм 2 [pic].
Значение поперечной силы на расстоянии 464 мм от опоры
т. е. прочность наклонного сечения на 44 % ниже расчетной поперечной силы в
При реальном проектировании целесообразно повысить класс бетона до
Проверяется прочность наклонного сечения с длиной проекции равной
расстоянию от опоры до второго груза [pic] м.
Полная и рабочая высоты поперечного сечения на расстоянии 585 м от
Поскольку [pic] [pic] = 5850 мм принимается [pic] = 3564 мм.
Полная и полезная высоты поперечного сечения на расстоянии [pic] =
Значение [pic] для этого сечения без учета сжатых свесов
[pic]= 1 + 16 ( 061 – 116 ( 0612 = 1544
Так как [pic] > 2[pic] = 2 ( 997 = 1994 мм длина проекции наклонной
трещины принимается равной [pic] = 1994 мм.
[pic] 59 443 + 963 252 = 1 022 695 Н = 10227 кН > 2886 кН.
Так как запас прочности велик возможно увеличить шаг поперечных
стержней (пп. 3.35 3.38 [6]) (рис. 2.22).
Рис. 2.22. К расчету поперечной арматуры
Таким образом шаг поперечных стержней [pic] мм принимается на участке
от опоры до первого груза равным [pic] мм. В средней части балки в
соответствии с указанием п. 5.12 [6] шаг поперечной арматуры [pic] мм
Интенсивность поперечного армирования при шаге хомутов 300 мм равна
[pic]Нмм2 > 025[pic]
Поскольку [pic] мм [pic] мм значение [pic] определяется по формуле
[pic] 594 + 3826 = 442 кН > [pic] 2886 кН.
4.1. Определение величины момента образования трещин
Приведенный момент сопротивления по растянутой грани
Расстояние до верхней ядровой точки
Момент образования трещин
Значения [pic] см. в п. 5.3.2.
Коэффициент [pic] определяется по табл. 4.1 [6] при [pic] и [pic]
Момент от нормативной нагрузки в сечении III-III
[pic] кН(м > 15054 · 106 кН(м.
Следовательно в сечении III-III образуются трещины нормальные к
продольной оси балки и необходимо выполнить расчет по определению ширины
4.2. Определение ширины раскрытия трещин нормальных
к продольной оси балки
где [pic] – коэффициент учитывающий продолжительность действия нагрузки
и принимаемый равным:
– при непродолжительном действии нагрузки;
– при продолжительном действии нагрузки;
[p вычисляются при расчетном усилии
для второй группы предельных состояний и [pic]1 – для изгибаемых.
[pic] – коэффициент учитывающий неравномерное распределение
относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами. Допускается
принимать [pic] если соблюдаются условия: [pic]. В противном случае [pic]
Так как [pic] – эксцентриситет обжимающего усилия Р относительно
центра тяжести растянутой арматуры то [pic] м.
Коэффициент приведения
При [pic] [pic] и [pic] из табл. 4.2 [6] находим [pic]
Для определения напряжения в арматуре определим плечо пары внутренних
[pic] = 138 МПа [pic] МПа.
Определим приращение напряжений в арматуре при действии постоянных и
длительных нагрузок (при [pic])
Приращение напряжений в арматуре при образовании трещин
следовательно проверяется только непродолжительное раскрытие трещин п.
Коэффициент учитывающий неравномерное распределение относительных
деформаций растянутой арматуры между трещинами равен:
Высота зоны растянутого бетона может быть определена для двутавровых
сечений следующим образом:
Далее определяем расстояние от растянутой грани сечения балки до ее
с учетом неупругих деформаций определяем высоту растянутой зоны
[pic] мм 2a = 2 ( 90 = 180 мм.
Площадь растянутой зоны сечения балки определяется из формулы
Таким образом в результате расчетов ширина раскрытия трещин:
[pic] мм [pic] = 04 мм.
ЕСКД. Правила оформления чертежей. – М. 1974.
СП52-101–2003. Бетонные и железобетонные конструкции без
предварительного напряжения арматуры. – М. 2004
СНиП2.01.07–85*. Нагрузки воздействия. – М. 2004.
СНиП2.02.01–83*. Основания зданий и сооружений.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций
из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к
СП52-101–2003). – М. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных
конструкций. Железобетонные конструкции из тяжелого бетона (к
СП52-102–2003). – М. 2005.
Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для
промышленного строительства. Справочник проектировщика Под
ред. Г. И. Бердичевского. – М.: Стройиздат 1974. – 398 с.
Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании
под колонны промышленных зданий. – М. 1985.
Руководство по расчету и конструированию железобетонных ферм
покрытий. – М.: Госстрой СССР 1971.
Короев Ю. И. Инженерно-строительное черчение Ю. И. Короев. –
М.: Высшая школа 1976.
СН223–62. Основные положения по унификации объемно-планировочных
и конструктивных решений промышленных зданий. – М.: Стройиздат
Бондаренко В. М. Расчет железобетонных и каменных конструкций
В. М. Бондаренко А. И. Судницын В. Г. Назаренко. – М.: Высшая
Глуховской А. Д. Безраскосные фермы с межферменными этажами
А. Д. Глуховской Е. Г. Кутухтин. – М.: Стройиздат 1967.
Бондаренко В. М. Примеры расчета железобетонных и каменных
конструкций В. М. Бондаренко В. И. Римшин. – М.: Высшая
Железобетонные конструкции: методические указания к курсовому
проекту № 2 «Вариантное проектирование» ЛИСИ; сост.
Ю. С. Конев А. А. Веселов. – Л.: 1984. – 35 с.
Номер схемы поперечника размеры пролетов
Наименование объекта отметка головки рельса подкранового пути
расчетное давление на грунт
Место строительства грузоподъемность кранов кН
Основные параметры мостовых кранов среднего режима работы
B1 = 260 при Q = 100–200 кН
B1 = 300 при Q = 300–500 кН
Формулы для определения реакций верха колонн переменного сечения при
различных формах загружения
Обозначения: [p [p для двухветвевых колонн
[p с – расстояние между
осями ветвей; I0 – момент инерции отдельной ветви; n – число панелей
Нормативные и расчетные характеристики бетона и арматуры.
Нормативные и расчетные характеристики арматуры
Примечания: 1. Номинальный диаметр стержней для арматуры
периодического профиля соответствует номинальному диаметру равновеликих по
площади поперечного сечения гладких стержней.
Знак «+» определяет наличие диаметра в сортаменте.
Примечание. Номинальный диаметр арматурного каната соответствует
диаметру окружности описанной вокруг его сечения.
Определение расчетной длины колонны
Расчетная длина [pic]принимается равной:
а) при вычислении коэффициента [pic] а также при расчете элемента на
действие продольной силы со случайным эксцентриситетом для элементов:
с шарнирным опиранием на двух концах – 10[p
с шарнирным опиранием на одном конце а на другом конце:
с жесткой заделкой – 07[p
с податливой заделкой –
с заделкой на двух концах: жесткой – 05[p
с податливой заделкой на одном конце и жесткой заделкой на другом –
б) при вычислении коэффициента [pic] для элементов:
с жесткой заделкой – 15[p
с заделкой на двух концах: жесткой – 08 [p
с жесткой заделкой на одном конце и незакрепленным другим концом
Здесь [pic] – расстояние между концами элемента.
Для конкретных конструкций и сооружений можно принимать иные значения
Статический расчет поперечной рамы
с использованием персонального компьютера
В целях сокращения времени и уменьшения трудоемкости выполнения
курсового проекта № 2 на кафедре железобетонных и каменных конструкций
составлена и отлажена программа для расчета поперечной рамы.
При составлении алгоритма использована последовательность расчета
метода перемещений изложенная в пособии.
Использован алгоритмический язык ФОРТРАН.
Программа позволяет рассчитывать однопролетные и многопролетные
одноэтажные железобетонные рамы без фонарей и с двухступенчатыми стойками
одной высоты и равными пролетами.
Ниже приводится пример ввода исходных данных их расшифровка и
результаты статического расчета.
По результатам расчета строятся эпюры моментов в стойках рамы после
чего составляются комбинации усилий в сечениях колонны.
Шоршнев Геннадий Н николаевич
Ерохин Михаил Петрович
Конев Юрий Сергеевич
Редактор О. Д. Афанасьева
Корректор А. Г. Лавров
Компьютерная верстка И. А. Яблоковой
Подписано к печати . Формат 60(84 116. Бум. офсетная.
Усл. печ. л. Уч.-изд. л. Тираж экз. Заказ . «С»
Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный университет.
0005 Санкт-Петербург 2-я Красноармейская ул. 4.
Отпечатано на ризографе. 190005 Санкт-Петербург 2-я Красноармейская ул.