Проектирование одноэтажного промышленного здания из железобетонных конструкций

Пояснительная записка ЖБК II.docx

МИНИСТЕРСТВО НАУКИ ОБРАЗОВАНИЯ И МОЛОДЁЖНОЙ ПОЛИТИКИ
КЫРГЫЗСКО-РОССИЙСКИЙ СЛАВЯНСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
ФАКУЛЬТЕТ "АРХИТЕКТУРА ДИЗАЙН И СТРОИТЕЛЬСТВО
Кафедра "Строительство
Курсовой проект №2 по дисциплине "Железобетонные конструкции" на тему "Проектирование одноэтажного промышленного здания".
Вып. студент гр. ПГС-1-07 Кермалиев С.
Пров. к.т.н. доцент Адыракаева Г.Д.
Компоновка поперечной рамы 3
Определение геометрических характеристик колонн . ..7
Определение усилий в колоннах рамы . ..9
Расчёт по прочности колонны по оси "2" и её конструирование 27
Расчёт по прочности колонны по оси "3" и её конструирование 42
Расчёт и конструирование фундамента для колонны по оси "2" 53
Расчёт и конструирование фундамента для колонны по оси "3" 59
Расчёт предварительно напряжённой двускатной балки . 65
Список использованной литературы . .79
§ Компоновка поперечной рамы
В качестве основных несущих конструкций покрытия приняты железобетонные предварительно напряжённые двускатные балки покрытия пролётом 18 м. Устройство фонарей не предусматривается цех оборудуется лампами дневного света. Плиты покрытия предварительно напряжённые железобетонные ребристые размером 3×12. Подкрановые балки железобетонные предварительно напряжённые высотой hп.б.= 14 м. Наружные панельные стены до отметки 8.150 – самонесущие выше – навесные. Расстояние от уровня чистого пола до уровня головки кранового рельса Hг.р=97 м. Высота кранового рельса – hр.=015 м.
Определение высоты подкрановой части колонн:
H1= Hг.р.-(hп.б.+ hр.)+а1=97-(14+015)+015=83 м где а1 – расстояние от уровня чистого пола до уровня верхнего обреза фундамента.
Определение высоты надкрановой части колонн:
H2= hп.б.+ hр+а2+Hкр.=14+015+015+275=445 м где Hкр. – высота крана согласно стандартам на мостовые краны; а2 – зазор между верхней точкой крановой тележки и низом железобетонных стропильных конструкций.
Полная высота колонны: Hкол.=Н1+Н2+085=83+445+085=136 м где 085м – высота заглубления колонны в фундамент. Габаритный размер здания (Hкол.- а1-085)=126м кратен модулю 06.
Принимаю привязку колонн «250» т.к. (Hкол.- а1-085)=126м 162м; шаг рам – 12м.
Колонны проектирую сквозными т.к. полная высота здания более 12 м краны грузоподъёмностью 35т. Принимаю колонну серии КЭ-01-52. Колонна крайнего ряда: b=500 мм ht=600 мм hbr=300 мм hb=1300 мм Колонна среднего ряда: b=500 мм ht=600 мм hbr=300 мм hb=1400 мм
Проверим условие размещения кранового оборудования: ht ≤ 1-B1-007; ht ≤ 1-03-007 = 063 м. ht=600 мм 630 мм – условие выполняется.
Условие прочности и пространственной жёсткости выполняется т.к. hb >(19 112)Н1.
§ Сбор нагрузок. Постоянные нагрузки.
Определим распределённые нагрузки от веса конструкций покрытия.двускатной балки пролётом 18 м – P=124 кН; масса балки покрытия пристройки пролётом 9 м – Pпр=45кН.
Коэффициент надёжности по нагрузке γf>1
Расчётная нагрузка при γf>1 Нм2
Расчётная γf=1 γn=095
Водоизоляционный ковёр
Асфальтовая стяжка (ρ=1600 кгм3 t=20 мм)
Минераловатный плитный утеплитель
Обмазочная пароизоляция
Железобетонные плиты покрытия размером 3×12
Расчётная нагрузка от веса покрытия при γf>1 на крайнюю колонну:
Расчётная нагрузка от веса покрытия при γf>1 на среднюю колонну:
Расчётная нагрузка от веса покрытия при γf>1 на крайнюю колонну по оси "2" от веса покрытия пристройки:
Нагрузка от покрытия приложена с эксцентриситетом для крайних колонн:
е1=250+175-(ht2)=0125 м
Для нагрузки е2=hу2+hb2= 125+650=775 м где hу – ширина полочки уголка на который опирается балка покрытия пристройки.
Вес подкрановой балки пролётом 12 м – 1147 кН совместно с весом подкранового пути – 15 кНм при γf>1 составит нагрузку:
Эксцентриситет для крайней колонны: е3=λ+250-05hb=075+025-05×13=035 м.
Для средней: е3= λ=075 м.
Нагрузка от веса стен и оконных переплётов ниже отметки 8.150 передаётся на фундамент и не оказывает влияния на колонны. Расчётная нагрузка от стен при весе 1 м2 панелей – 222 кН и оконных переплётов – 05 кН на участке между отметками 8.150 и 14.450 составит:
Определим эксцентриситет: е4=05×(tст.+ht)=05×(03+06)=045 м.
Нагрузка от собственного веса колонны приложена по геометрической оси соответствующей её части. Расчётная нагрузка при γf>1 и объёмном весе железобетона ρ=25 кНм3.
- надкрановая часть всех колонн:
- подкрановая часть крайней колонны: где 117 – масса крайней колонны. (табл. 2.8)
- подкрановая часть средней колонны:
При расчёте поперечной рамы снеговую нагрузку принимают равномерно распределённой во всех пролётах здания. Вес снегового покрова для Омска (район II) S0=07 кНм2 =1. Нормативная нагрузка на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия S=S0× =07 кНм2. Коэффициент надёжности по нагрузке γf =14
Расчётная снеговая нагрузка на крайние колонны по оси "2" и "5":
Расчётная снеговая нагрузка на средние колонны по оси "3" и "4":
Расчётная снеговая нагрузка (на покрытие пристройки) на колонны по оси "1" и "2":
Снеговая нагрузка приложена к колоннам в тех же точках что и постоянная от массы покрытия.
Ветровая нагрузка. Город Омск расположен в районе II по скоростному напору ветра поэтому w0=350 нм2. Для типа местности А коэффициент k учитывающий изменение скоростного напора по высоте здания равен: для высоты 5 м – 075; до 10 м – 1; до 20 м – 125.
На уровне верха колонны в соответствии с линейной интерполяцией:
k1=1+(125-1)×(126-10)10=1065
на уровне конька здания: k2=1+(125-1)×(15-10)10=1125
Для упрощения расчёта неравномерную ветровую нагрузку на колонны рамы заменяют равномерно распределённой эквивалентной по моменту в заделке консольной балки: при этом эквивалентное значение коэффициента
keq=075+(126+30)60-125(126+10)1262=1282
Аэродинамический коэффициент для наружных стен: с наветренной стороны са=08; с заветренной – ср=06.
Расчётная равномерно распределённая ветровая нагрузка на колонну до отм. 12.600 с наветренной стороны:
то же с подветренной стороны:
Сосредоточенная сила на уровне верха колонны рамы от ветровой нагрузки на стеновые панели расположенные выше отм. 12.600
Крановые нагрузки. В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны определяем нагрузки и габариты: для крана грузоподъёмностью 35 т максимальное давление на крановый рельс Fmax.n=280 кН минимальное давление Fmin.n=85 кН вес тележки Gct=120 кН ширина крана В=63 м база Ас=51 м.
Расчётные нагрузки на колонны находят с учётом коэффициента надёжности по нагрузке γf=11 и коэффициента надёжности по назначению конструкций γn=095.
Расчётное максимальное давление на колесо крана:
Расчётное минимальное давление на колесо крана:
Вертикальную крановую нагрузку на колонны от двух сближенных кранов определяют по линии влияния учитывая коэффициент сочетания γi=085:
то же от четырёх кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетания γi=07:
Расчётная горизонтальная тормозная сила на одно колесо:
Расчётную тормозную горизонтальную нагрузку передающихся на колонну от действующих на балку кранового пути тормозных сил от двух сближенных кранов определяют по линии влияния:
§ Определение геометрических характеристик колонн
Размеры сечения двухветвевых колонн указаны на чертежах. Остальные характеристики: количество панелей подкрановой части n=4 расчётная высота колонны Н=1275 м высота надкрановой части Н2=445 м расстояние между осями ветвей: с=1 м – для крайних; с=11 м – для средних колонн.
Момент инерции надкрановой части колонн:
Момент инерции подкрановой части крайних колонн:
Момент инерции подкрановой части средних колонн:
Момент инерции сечения одной ветви:
Отношение высоты надкрановой части колонны к полной её высоте:
Отношение моментов инерции подкрановой и надкрановой частей крайних колонн:
то же для средних колонн:
Определим вспомогательные расчётные коэффициенты для крайних колонн.
Определим вспомогательные расчётные коэффициенты для средних колонн.
Смещение геометрических осей подкрановой и надкрановой частей крайних колонн:
§ Определение усилий в колоннах рамы
Статический расчёт поперечной рамы сделаем методом перемещений. При этом получим одно статически неопределимое неизвестное – горизонтальное перемещение плоской рамы на уровне верха колонн. Вводя по направлению неизвестного перемещения фиктивную связь получим основную систему.
Каноническое уравнение метода перемещений имеет вид:
Основную систему подвергаем единичному воздействию неизвестного и вычисляем реакции верхнего конца колонн.
Для крайних колонн по оси "2" и "5":
Для средних колонн по оси "3" и "4":
Суммарная реакция в фиктивной связи основной системы от единичного перемещения:
Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки.
Колонна по оси "2".
Вычислим реакцию в фиктивной связи верхнего конца колоны:
Колонны по оси "3" и "4" загружены центрально и для них R3= R4=0.
Суммарная реакция фиктивных связей в основной системе:
Из канонического уравнения метода перемещений следует что:
Упругая реакция колонн по оси "2" и "5":
Упругая реакция колонн по оси "3" и "4":
Изгибающие моменты и силы в сечениях колонны по оси "2":
Изгибающие моменты и силы в сечениях колонны по оси "3":
Изгибающие моменты и силы в сечениях колонны по оси "4" такие же как и в сечениях колонны по оси "3".
Изгибающие моменты и силы в сечениях колонны по оси "5":
Усилия в колоннах рамы от снеговой нагрузки.
Упругая реакция колонн:
Усилия в колоннах рамы от крановых нагрузок
Рассмотрим следующие виды загружения:
а) вертикальная крановая нагрузка от двух сближенных кранов Dmax на колонне по оси "2" Dmin - на колонне по оси "3". На колонне по оси "2" нагрузка Dmax=7337 приложена с эксцентриситетом е3=035 м аналогично эксцентриситету приложения нагрузки Gп.б.
Одновременно на колонне по оси "3" действует сила Dmin с эксцентриситетом е=λ=075 м.
б) вертикальная крановая нагрузка от двух сближенных кранов Dmax на колонне по оси "3" Dmin – на колонне по оси "2".
Одновременно на колонне по оси "2" действует сила Dmin с эксцентриситетом е3=035 м.
в) четыре крана с Dma Mma соответственно на колоннах по оси "2" и по оси "4" действует сила Dmin=2227 кН.
Изгибающие моменты и силы в сечениях колонны по оси "4":
г) тормозная горизонтальная нагрузка на колонне по оси "2":
Реакция в фиктивной связи колонны по оси "2" от Ttr=308 кН:
д) тормозная горизонтальная нагрузка Тtr на колонне по оси "3
Реакция в фиктивной связи колонны по оси "3" от Ttr=308 кН:
Усилия в колоннах рамы от ветровой нагрузки
а) ветровая нагрузка действующая слева направо
Реакция в фиктивной связи колонны по оси "2" от нагрузки w1=573 кНм:
Реакция в фиктивной связи колонны по оси "5" от нагрузки w2=43 кНм:
Реакция связей от сосредоточенной силы на уровне верха колонны W=206 кН: Rw=-W=-206 кH
Усилия в сечениях колонны по оси "4" такие же как и в сечениях колонны по оси "3".
б) ветровая нагрузка при направлении ветра справа налево.
Реакция связей от сосредоточенной силы на уровне верха колонны W=206 кН: Rw=W=206 кH
На основании выполненного статического расчёта составим таблицы расчётных усилий М N и Q в сечениях колонн. Также составим таблицы комбинаций расчётных усилий действующих в сечениях колонны и по ним произведём расчёт колонн по прочности.
Расчётные усилия в колонне по оси "2" и их сочетания
(изгибающие моменты – в кНм; силы – в кН)
Усилия в сечениях колонны
Крановая (от 2-х кранов) Мmax на колонне по оси "2
Крановая (от 2-х кранов) Мmin на колонне по оси "2
Крановая от 4-х кранов в одном створе по оси "3
Поперечная тормозная нагрузка Тtr на колонне по оси "2
Поперечная тормозная нагрузка Тtr на колонне по оси "3
Ветровая нагрузка слева
Ветровая нагрузка справа
Расчётные усилия в колонне по оси "3" и их сочетания
Крановая Mmin (от 2-х кранов на колонне по оси "2")
Крановая Mmax (от 2-х кранов на колонне по оси "3")
Крановая от 4-х кранов на колонне по оси "3
В каждом сечении колонн определим три комбинации усилий: Мma Мm Nmax и соответствующие М и Q.
Основные сочетания с учётом крановой и ветровой нагрузок.
Основные сочетания без учёта крановой и ветровой нагрузок.
Учитывая что колонны находятся в условиях внецентренного сжатия в комбинацию усилий Nmax включаем и те нагрузки которые увеличивают эксцентриситет продольной силы.
§ Расчёт по прочности колонны по оси "2" и её конструирование.
Данные для расчёта сечений: бетон тяжёлый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении Rb=85 MПа; Rbt=075 МПа; Eb=21×103 MПа. Арматура класса А-III Rs=Rsc=365 MПа; Es=2×105 MПа.
Расчёт надкрановой части колонны (сечение II-II).
Размеры сечения: b=50 см; h=60 см; a=4 см; h0=60-4=56 см. Расчётная длина надкрановой части при учёте крановых нагрузок l0=2H2=890 см. В сечении действуют три комбинации расчётных усилий:
Расчёт по первой комбинации расчётных усилий.
M=1239 кНм; N=6911 кН.
Усилия от продолжительного действия нагрузки М Nl=6006 кН.
Т.к. минимальная гибкость l0h=8906=148>10 или 514>14 то необходим учёт влияния прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
Т.к. > m принимаем =03.
φsp=1 - для элементов без предварительного напряжения.
При =0004 (первое приближение).
> - условие выполняется.
При условии что высота сжатой зоны:
Относительная высота сжатой зоны:
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Количество продольной арматуры в соответствии с конструктивными требованиями:
Принимаем с каждой стороны колонны 320 А-III c
Коэффициент армирования что незначительно больше принятого ранее в первом приближении =0004.
Расчёт по второй комбинации расчётных усилий.
M=-83 кНм; N=6006 кН.
Т.к. m принимаем =0258.
Расчёт по третьей комбинации расчётных усилий.
M=875 кНм; N=7011 кН.
Т.к. m принимаем =0275.
Расчёт сечения колонны II-II в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не производим т.к.
Также и потому что .
По итогам расчётов на прочность сечения II-II по трём комбинациям расчётных усилий принимаем количество продольной арматуры в соответствии с конструктивными требованиями с каждой стороны колонны 320 А-III c .
Проверим прочность наклонных сечений: На колонну действует максимальная поперечная сила Q= -754кН при Nl= 6006 кН.
При с=сmax=25×h0=25×56=140 cм
Q≤25×Rbt×γb2×b×h0=25×075×(100)×11×50×56=5775 кН
φb4=15 – для тяжёлого бетона.
Т.к условия выполняются поперечное армирование назначаем по конструктивным соображениям. Каркас принимаем сварной – шаг поперечных стержней на расстоянии 20d = 20×20=400 мм где d – диаметр продольных стержней. Диаметр поперечных стержней принимаем равным dп ≥ 02d = 02×20=4 мм. Принимаем dп = 4 мм.
Расчёт подкрановой части колонны (сечение IV-IV).
Данные для расчёта: hb=130 cм; b=50 cм; hbr=30 cм; ho=30-4=26 см; c=100 cм; расстояние между осями распорок s=H1n=833=277 м; высота распорки – 40 см. Nl=10271 кН. В сечении действуют три комбинации расчётных усилий:
Т.к. колонна жёстко заделана в фундаменте при расчётё примем =1.
Определим продольные усилия в ветвях колонны.
Определим изгибающий момент в ветвях колонны:
Рассмотрим вначале подкрановую ветвь.
Т.к. 1045>061 то находим:
Рассмотрим наружную ветвь.
Т.к. 0455 061 то площадь сечения арматуры определим:
Расчёт промежуточной распорки.
Размеры: bs=50 см; hs=40 см; a=4 см; h0=36 см;
Распорка испытывает наибольшую поперечную силу Q=-754 кН.
Т.к. эпюра моментов двузначная принимаем двойное симметричное армирование.
Принимаем 320 А-III (As=As=942 cм2).
Проверим прочность бетона по сжатой полосе между наклонными трещинами: γb2=11; φw1=1; Rb= γb2×85=935 MПа и φb1=1-001Rb=0906.
Qs=2089×103 Н 03×φw1×φb1×Rb×b×h0=45744×103 H – размеры поперечного сечения распорки достаточны.
Проверим необходимость поперечного армирования при φn=0.
Qmax=2089 кН 25×Rbt×b×h0=37125 кН – условие выполняется.
При φb4=15 для тяжёлого бетона:
89×103 891×103 – условие не выполняется.
Принимаем шаг поперечных стержней Sw=150 мм тогда
Принимаем 36А-III (Asw=085 см2).
Рассмотрим вначале наружную ветвь.
Т.к. 1214>061 то находим:
Рассмотрим подкрановую ветвь.
Т.к. 0286061 то площадь сечения арматуры определим:
Распорка испытывает наибольшую поперечную силу Q=-635 кН.
Принимаем 318 А-III (As=As=763 cм2).
Qs=1759×103 Н 03×φw1×φb1×Rb×b×h0=45744×103 H – размеры поперечного сечения распорки достаточны.
Qmax=1759 кН 25×Rbt×b×h0=37125 кН – условие выполняется.
59×103 891×103 – условие не выполняется.
Принимаем шаг поперечных стержней Sw=100 мм тогда
Принимаем 35 А-I (Asw=059 см2).
По итогам расчётов по двум комбинациям принимаем для двух ветвей по конструктивными соображениям продольное армирование с каждой стороны ветвей (внутренней и наружной) 314 А-III (Аs=As=462 cм2). Поперечные стержни 4 В-I с шагом S=500 мм.
Для распорки продольная арматура - 320 А-III (As=As=942 cм2). Поперечные стержни - 36 А-III (Asw=085 см2) с шагом Sw=150мм.
Расчёт из плоскости изгиба подкрановой части колонны.
T.к. гибкость из плоскости изгиба больше чем в плоскости (1328>96) то необходим расчёт из плоскости изгиба. Т.к. l0=664 м 20h=20×05=10 м эксцентриситет равен случайному расчёт произведём как условно центрально сжатого элемента.
С каждой стороны двух ветвей - 414А-III (Аs=As=62 cм2) при этом площадь поперечных стержней равна 13 всей продольной арматуры
По таблице 1.21 и 1.22 находим значения φb=0866 и φsb= 0866.
Astot – площадь всей арматуры в сечении элемента.
Т.к. N=18234 кН 28672 кН - прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
§ Расчёт по прочности колонны по оси "3" и её конструирование.
Т.к. > m принимаем =033.
Минимальное количество продольной арматуры: Аs= Аs=0003×50×60=9 см2
Принимаем по конструктивным соображениям с каждой стороны колонны 320 А-III c
Т.к. > m принимаем =04.
По итогам расчётов на прочность сечения II-II по двум комбинациям расчётных усилий принимаем количество продольной арматуры наибольшее - с каждой стороны колонны 320 А-III c .
Проверим прочность наклонных сечений: На колонну действует максимальная поперечная сила Q= -689 кН при Nl= 8931 кН.
Т.к условия выполняются поперечное армирование назначаем по конструктивным соображениям. Каркас принимаем сварной – шаг поперечных стержней на расстоянии 20d = 20×20=400 мм где d – диаметр продольных стержней. Диаметр поперечных стержней принимаем равным dsw ≥ 02d = 02×20=4 мм. Принимаем dsw = 5 мм.
Данные для расчёта: hb=140 cм; b=50 cм; hbr=30 cм; ho=30-4=26 см; c=110 cм; расстояние между осями распорок s=H1n=833=277 м; высота распорки – 40 см. В сечении действуют три комбинации расчётных усилий:
Т.к. колонна жёстко заделана в фундаменте при расчётё примем =1. Рассчитывать будем только по второй и третьей комбинациям т.к. очевидно что они определяющие.
Расчёт по второй комбинации.
М=-5171 кНм; N=21139 кН; Q=-689 кН.
Рассмотрим вначале левую ветвь.
Т.к. 126>061 то находим:
Рассмотрим правую ветвь.
Т.к. 0483061 то площадь сечения арматуры определим:
Минимальное количество: Аs=As= 0003×30×50=45 см2.
Принимаем для двух ветвей продольное армирование с каждой стороны ветви (внутренней и наружной) 318 А-III (Аs=As=763 cм2).
Расчёт по третьей комбинации.
М=-4143 кНм; N=25412 кН; Q=-391 кН.
Т.к. 136>061 то находим:
Т.к. 0735 > 061 то находим:
Принимаем для двух ветвей продольное армирование с каждой стороны ветвей (внутренней и наружной) 318 А-III (Аs=As=763 cм2).
Распорка испытывает наибольшую поперечную силу Q=-689кН.
Qs=1735×103 Н 03×φw1×φb1×Rb×b×h0=45744×103 H – размеры поперечного сечения распорки достаточны.
Qmax=1735 кН 25×Rbt×b×h0=37125 кН – условие выполняется.
35×103 891×103 – условие не выполняется.
Принимаем 35 А-II (Asw=059 см2).
По итогам расчётов по двум комбинациям принимаем для двух ветвей по конструктивными соображениям продольное армирование с каждой стороны ветви (внутренней и наружной) 318 А-III (Аs=As=763 cм2). Поперечные стержни 5 В-I с шагом S=500 мм.
Для распорки продольная арматура - 320 А-III (As=As=942 cм2). Поперечные стержни - 35 А-II (Asw=059 см2) с шагом Sw=100 мм.
T.к. гибкость из плоскости изгиба больше чем в плоскости (1328>89) то необходим расчёт из плоскости изгиба. Т.к. l0=664 м 20h=20×05=10 м эксцентриситет равен случайному расчёт произведём как условно центрально сжатого элемента.
С каждой стороны двух ветвей 418 А-III (Аs=As=108 cм2)при этом площадь поперечных стержней равна 13 всей продольной арматуры
По таблице 1.21 и 1.22 находим значения φb=0879 и φsb= 0869.
Т.к. N=25412 кН 30183кН - прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
§ Расчёт и конструирование фундамента для колонны по оси "2".
Данные для расчёта: Грунты основания – суглинок с R0=023 МПа; бетон В15; средняя плотность материала фундамента и грунта на его ступенях γm=20 кНм3.
Из условия промерзания грунта глубину заложения фундамента принимаем H=22 м. Под фундаментом предусмотрена песчано-гравийная подготовка толщиной t=100 мм.
Nco Мco Qcol= -635 кН.
Нормативное значение усилий:
Определение геометрических размеров фундамента.
Толщину стенок стакана назначаем t=250 мм зазор между колонной и стаканом – 75 мм тогда размеры подколонника в плане:
bcf=500+2(250+75)=1150 мм.
Предварительно площадь подошвы фундамента:
Примем соотношение сторон фундамента: ba=08
примем Af= a×b=36×27 =972 м2.
Определим рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание:
Принимаем глубину заделки колонны в фундаменте dcf=14 м. Высота ступеней h1=h2=03 м; высота подколонника hcf=H-h1-h2=22-03-03-015=145 м. Полная высота фундамента – Hf=22-015=205 м.
Определим краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы:
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Размеры подошвы достаточны.
Размеры ступеней в плане: a1=27 м; b1=18 м; a2=195 м; b2=115 м.
Принимаем толщину защитного слоя бетона а=50 мм. Рабочая высота для первой ступени: h01=03-005=025 м; для второй – h02=06-005=055 м; для подколонника h03=205-005=2 м.
Расчёт арматуры фундамента.
Определим давление на грунт у края фундамента а также в сечениях I-I II-II III-III направлении длиной стороны без учёта веса фундамента и грунта на его уступах от расчётных нагрузок:
Определим расчётные изгибающие моменты в сечениях I-I II-II III-III:
Вычислим требуемую площадь сечения арматуры класса А-II вдоль длинной стороны фундамента:
Наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника: принимаем 1812 А-II c As=203 см2. Вычислим процент армирования:
Рабочие стержни установим с шагом S=150 мм.
В направлении меньшей стороны подошвы фундамента армирование определим по среднему давлению на грунт:
Изгибающие моменты для сечений на грани второй ступени на грани подколонника и на грани колонны:
Вычислим требуемую площадь сечения арматуры класса А-II вдоль короткой стороны фундамента:
Наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника: принимаем 1412 А-II c As=1583 см2. Вычислим процент армирования:
Рабочие стержни установим с шагом S=250 мм.
Расчёт стаканного сопряжения колонны с фундаментом.
Размеры коробчатого сечения стаканной части преобразованного в эквивалентное двутавровое: b=065 м; h=195 м; bf =bf =115 м; hf =hf =0325 м; a=a=004 м; h0=h-a = 195-004=191 м; =ah0=004191=002.
Расчётные усилия в сечении V-V при γf>1:
Определим эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести сечения (оси колонны):
Случайный эксцентриситет: еа=h30=19530=0065 м;
Расчётный эксцентриситет: е0р = е0+еа= 034+0065=041 м.
Расстояние от центра тяжести сечения растянутой арматуры до силы:
е=е0р + h2 –а = 041+0975-004=135 м.
Проверим положение нулевой линии:
N=18234 кН 34946 кН нулевая линия проходит в полке и сечение рассчитываем как прямоугольное шириной b = bf = 115 м.
При Аs = As фактическая высота сжатой зоны:
Назначаем по конструктивным соображениям в количестве не менее 005% площади поперечного сечения подколонника: As=As=00005×115×195=112 cм2. Принимаем с каждой стороны подколонника 518 А-II (Аs=As=1272 см2). Поперечную арматуру назначим конструктивно – стержни 8 мм из стали класса А-I. Шаг их S=150 мм.
§ Расчёт и конструирование фундамента для колонны по оси "3".
Nco Мco Qcol=-391 кН.
примем Af= a×b=39×3 =117м2.
Размеры ступеней в плане: a1=27 м; b1=18 м; a2=205 м; b2=115 м.
Наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника: принимаем 1414 А-II c As=215 см2. Вычислим процент армирования:
Размеры коробчатого сечения стаканной части преобразованного в эквивалентное двутавровое: b=065 м; h=205 м; bf =bf =115 м; hf =hf =0325 м; a=a=004 м; h0=h-a = 205-004=201 м; =ah0=004201=002.
Случайный эксцентриситет: еа=h30=20530=007 м;
Расчётный эксцентриситет: е0р = е0+еа= 018+007=025 м.
е=е0р + h2 –а = 025+1025-0041235 м.
N=25412 кН 34945 кН нулевая линия проходит в полке и сечение рассчитываем как прямоугольное шириной b = bf = 115 м.
Назначаем по конструктивным соображениям в количестве не менее 005% площади поперечного сечения подколонника: As=As=00005×115×205=118 cм2. Принимаем с каждой стороны подколонника 518 А-II (Аs=As=1272 см2). Поперечную арматуру назначим конструктивно – стержни 8 мм из стали класса А-I. Шаг их S=150 мм.
§ Расчёт предварительно напряжённой двускатной балки пролётом 18 м.
Изготовление балки – в рабочем положении. Бетон тяжёлый класса В50 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении – пропариванию. Rb=275 MПа; Rbser=36 МПа; Rbt=155 МПа; Rbtser=23 МПа; Eb=35000 МПа.
В качестве напрягаемой арматуры – арматурные канаты класса K-19 диаметром 16 мм; Rs=1175 МПа; Rsser=1410 МПа; Rsc=400 МПа; Еs=180000 МПа.
Для сварных сеток принята арматура классов А-I и A-III а также арматурная проволока Вр-I.
Расчётные характеристики: для арматуры класса А-I Rs=225 МПа; Rsw=175 МПа; Es=210000 МПа; для арматуры А-III диаметром 10 40 мм - Rs=Rsc=365 МПа; Rsn=390 МПа; Еs=200000 МПа; диаметром 6 8 мм Rs=355 МПа; Rsw=285 МПа; для проволоки класса Вр-I диаметром 5 мм Rs=Rsc=360 МПа; Es=170000 МПа.
Предварительное напряжение sp=1300 МПа; передаточная прочность бетона Rbp=07×50=35 МПа.
Расчётный пролёт и нагрузки.
нормативные γf=1; γn=095: расчётные γf >1; γn=095:
Полная расчётная: q = gб + gп + gсн = 605 кНм.
Определение усилий в сечениях балки.
По формуле Мx=qx(l0-x)2 определим изгибающие моменты в сечениях балки. l0 =l - 2×130 = 18 – 026 = 1774 м.
Значения моментов кНм при нагрузке
Полной расчётной при γf>1
продолжительно действующей
Поперечная сила от полной расчётной нагрузки на опоре:
Расчёт прочности балки по нормальным сечениям.
Сечение 1-1 (опасное сечение).
Принимаем hf = 20 см и проверим условие:
07 кНм > 21659 кНм - нейтральная ось находится в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное.
Действительное сечение балки преобразуем в эквивалентное:
По таблице 1.15 находим при условии spRs=06:
Вычислим площадь сечения растянутой арматуры:
Сечение 0-0 (на опоре).
Принимаем hf = 20 см как и в опасном сечении и проверим условие:
117 кНм > 904 кНм - нейтральная ось находится в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное.
Сечение 2-2(в середине пролёта).
581 кНм > 23799кНм - нейтральная ось находится в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное.
Принимаем 816 К-19 (Asp=8×201=16 08 см2).
В верхней (сжатой) полке на расстоянии 003 м от верхней грани установим продольную ненапрягаемую арматуру - 410 А-III (As=314 см2).
Определение геометрических характеристик приведённого сечения.
Расчёт прочности сечения наклонного к продольной оси балки.
С=3 м - плиты покрытия опираются на балку с шагом 3 м.
Принимаем 210 A- Asw = 0785 см2 c шагом S=20 см.
Проверим условие обеспечивающее прочность по наклонной полосе между трещинами:
Q ≤ 03 ×φw1 ×φb1× Rb ×b×
=001 – для тяжёлого бетона.
Размеры поперечного сечения балки достаточны.
Расчёт элементов без поперечной арматуры проверяют из условий:
Принимаем φn=05 и проверяем условия при φb4=15 (для тяжёлого бетона):
Т.к. оба условия не выполняются необходим расчёт поперечной арматуры.
Проверим необходимость постановки поперечной расчётной арматуры из условия прочности сечения Q≤Qmin.
>15 - в расчёт вводим максимально допустимое- 15.
Т.к. условие не выполняется необходима поперечная арматура.
Условие выполняется. Определим длину с0 проекции опасной наклонной трещины при b=12 см и h0=100 см.
С0=1498 300 см. Принимаем с=160 см кратно шагу поперечных стержней.
Определим прочность наклонного сечения:
Прочность сечения наклонного к продольной оси балки при Аsw=0785 см2 (210 А-III) S=20 cм; n=2 обеспечена.
Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси.
Δt=60°C; 2=125×60=75МПа;
Т.к. 12 > 1 – принимаем φ=1.
Mr=2166 мНм ≤ 092 мНм - трещины образуются.
Расчёт по раскрытию трещин нормальных к продольной оси.
Нейтральная ось находится в пределах стенки расчёт выполняют как для таврового сечения.
Определим приращение напряжений в арматуре на уровне её центра тяжести:
Расчёт прогиба балки.
Непродолжительное действие всей нагрузки. Mr=M=17757 кНм.
Непродолжительное действие постоянных и длительных нагрузок Mr=M=14893 кНм.
Продолжительное действие постоянных и длительных нагрузок Mr=M=14893 кНм.
Кривизна (1r)4 обусловленная выгибом балки вследствие усадки и ползучести бетона от усилия обжатия. Для сечения II-II имеем:
Полный прогиб в середине пролёта:
Предельно допустимая величина прогиба для элементов покрытия (согласно таблице 1.2) при l>10 м – l250 т.е. 1774250=71 см > fm = 32 см. Прогиб меньше допустимого.
Продольная напрягаемая арматура 816 К-19 с As=1608 см2 размещена в нижней полке. Верхнюю полку армируем конструктивно сварными каркасами К-4; К-5 состоящими из двух продольных стержней 10 A-III с As=314 см2 и поперечных 5 Вр -I с шагом 200 мм. Нижнюю растянутую полку армируем каркасами К-8 конструктивно из проволоки 5 Вр –I поперечные стержни принимаем с шагом 500 мм. Стенку армируем каркасами К-1; К-2; К-3 в два ряда перепуск каркасов в местах стыков равен 220 мм. Принимаем продольные стержни каркасов 8 A-III поперечные стержни в каркасе К-1 – 10 A-III с шагом 200 мм в каркасе К-3 – 10 A-III с шагом 200 мм. Для обеспечения прочности и трещиностойкости опорного узла поставлены сетки С-6 и С-7 из арматуры 6 A-III.
Список использованной литературы.
Учебное пособие "Проектирование железобетонных конструкций " Темикеев К. Адыракева Г.Д. Стамалиев А.К.; Бишкек 2005.
Методическое пособие "Расчёт железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания" Темикеев К. Адыракаева Г.Д. Стамалиев А.К.; КРСУ 2005.
СНиП II-6-74 "Нагрузки и воздействия" М-1974.
Учебник "Курс сопротивления материалов" Глушков Г.С. Синдеев В.А.; М-1965.
Пособие к СНиП 2.03.01-84 "Бетонные и железобетонные конструкции" и СНиП 2.02.01-83 "Основания зданий и сооружений"; М-1989.

Графическая часть ЖБК II.dwg

Поперечный разрез 1-5 М 1:200
КРСУ ф.АДиСnгр. ПГС-1-04
Цементно-песчаный раствор.
Песчаная подготовка.
Песчано-гравийная подготовка.
Опорный стальной лист.
Поперечный разрез 1-5 М1:200. Узел А и Б М1:50; узел В М1:25; узел Г М1:10.
КРСУ ф.АДиСnгр. ПГС-1-07
Армирование колонны по оси "2".
Армирование двускатной железобетонной балки.
Спецификация арматуры на колонну по оси "2
Анкерный болт ø30 l=400
Стальная пластина 500x350x20
Остальные арматурные изделия и спецификацию см. на листе 6.
Арматурные изделия и спецификация арматуры для балки.
Спецификация арматуры для балки.
Поперечный разрез 1-5 см. на листе 2
Спецификация арматуры на фундамент для колонны по оси "2
Продольный стержень стакана
План здания М1:500. nАрмирование фундамента для колонны по оси "2" М1:50.