Промышленное здание с железобетонными конструкциями и арматурой

ЖБК№2 лист3.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг
Спецификация фундамента Ф-1

ЖБК№2 лист8 A4.dwg

ø10 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация закладных деталей
Спецификация закладных изделий на балку БПП-1

Курсовой ЖБК№2 ЭТО В РАСПЕЧАТКЕ.doc

1. Компоновка поперечной рамы.
Произвести статический расчет поперечной рамы одноэтажного
трехпролетного здания и запроектировать крайнюю сборную колонну фундамент
и большепролётную конструкцию (балка с параллельными поясами).
Здание оборудовано электрическими мостовыми кранами среднего режима
работы по два крана в каждом пролете. Грузоподъемность кранов во всех
пролетах Q=205 т (19649 кН). Режим работы крана – средний.
Длина температурного блока – 72.0 м; поперечных стен в пределах
температурного блока нет. Наружные панельные стены до отметки 8400
самонесущие выше – навесные. Район строительства – г. Воронеж.
Расстояние от уровня чистого пола до уровня головки подкранового
рельса 9.65м. Высота подкрановой балки 1.4м; высота подкранового пути
15м. Назначаем высоту подкрановой H1 и надкрановой H2 частей колонны при
высоте крана 2.4 м: H1=9.65-1.4-0.15=8.1 м; H2≥2.4+1.4+0.15+0.25=4.2 м.
H2=4.5 м. H=H1+H2=4.5+8.1=12.6 м. При глубине заделки колонн в фундаменте
hf=1.2 м полная её высота: Htot=H+hf+0.15=12.6+1.2+0.15=13.95 м.
Размеры сечения надкрановой части колонны: ширина bc=0.5 м; высота
hc=1.4 м; подкрановой части bc=0.5 м; hс=1.4 м; высота сечения одной ветви
hb=0.3 м; высота подкрановой (верхней) распорки hs=1.05 м остальных
распорок – hs=0.4 м.
[pic]Рисунок 1. Поперечный разрез здания
Расчет стропильной конструкции.
Данные для проектирования.
Требуется запроектировать предварительно напряженную балку с
параллельными поясами пролетом 18 м. Расстояние между балками вдоль здания
Принятые размеры балки представлены на рис. 2
Рисунок 2. Сечение балки.
– действительное поперечное сечение; 2 – эквивалентное поперечное
Изготовление балки предусмотрено в рабочем положении. Бетон тяжелый
класса В40. Натяжение арматуры – механическим способом на упоры стенда. В
качестве напрягаемой арматуры применены арматурные канаты класса К-7. Для
сварных сеток принята арматура класса А-III.
Расчетные характеристики материалов:
для бетона класса В40 Rb=20 МПа; Rbt=1.25 МПа; Rbser=29.0 МПа;
Rbtser=2.1 МПа; Eb=36000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Rsw=290 МПа; Es=200000
для канатов класса К-7 Rs=1250 МПа; Rsc=500 МПа;
Rs ser=1500 МПа; Es=180000 МПа.
Определение усилий в балке.
На балку действуют постоянные и временные нагрузки. Постоянные
включают вес водотеплоизоляционного ковра железобетонных плит покрытия и
балки. Временную нагрузку создает вес снегового покрова (табл. 1).
Таблица 1 – Нагрузки на 1 м2 покрытия.
Вид нагрузки Нагрузка кПа Коэффициент Расчетная
надежности нагрузка
по нагрузке при γf>1
Нормативная Расчетная
Постоянная 3.054 2.9 - 3.269
в том числе водоизоляционный0.085 0.08 1.2 0.096
асфальтовая стяжка (t=20мм; 0.332 0.315 1.2 0.378
минераловатный плитный 0.370 0.35 1.2 0.42
утеплитель (t=100мм;
обмазочная пароизоляция 0.047 0.045 1.2 0.054
железобетонные плиты 2.22 2.11 1.1 2.321
покрытия размером 3x12м
Временная (снеговая) 1.2 1.14 1.4 1.596
в том числе длительная 0.36 0.342 1.4 0.479
кратковременная 0.84 0.798 1.4 1.117
Полная 4.254 4.04 - 4.865
в том числе продолжительно 3.414 3.242 - 3.748
кратковременная 0.84 0.798 - 1.117
Все расчетные нагрузки определены с учетом коэффициента надежности по
назначению конструкций γf=0.95.
Нагрузка на балку от плит покрытия в местах опирания их продольных
ребер передается в виде сосредоточенных грузов.
Вес балки 94.32 кН длина балки 17.95 м.Нагрузка от веса балка на 1 м
ее длины составляет кНм:
Нормативная g1n=94.32:17.95=5.255
Расчетная при γf =1 gd=5.255·0.95=4.99
То же при γf>1 gd=4.99·1.1=5.49
Балка рассчитывается свободно опертая по концам. Максимальное значение
изгибающего момента – в середине пролета поперечной силы – на опорах.
Изгибающий момент в середине пролета:
От продолжительно действующих нагрузок
при γf=1 Mmaxl=1779.69 кН·м
От полной нагрузки при γf=1 Mmax=2165.51 кН·м
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Mmax=2590.75 кН·м.
Поперечные силы на опоре:
при γf=1 Ql=337.5 кН
От полной нагрузки при γf=1 Q=409.52 кН
От полной расчетной нагрузки при γf>1 Q=489.23 кН.
Предварительный подбор продольной арматуры.
Размеры поперечного сечения балки: b=0.08 м; b'f=0.34 м; bf=0.27 м;
h'f=0.2 м; hf=0.23 м; h=1.2 м.
Геометрические характеристики бетонного сечения:
Ab=34·20+8·77+27·23=1917 см2=0.192 м2;
Sb=23·27·11.5+8·77·61.5+34·20·110=119826 см3=0.12 м3;
yb=0.120.192=0.625 м;
Ib=(8·773+27·233+34·203)12+12·8·77+512·27·23+47.52·34·20=
=3504485 см4=0.035046 м4;
Wredb=0.0350460.625=0.05606 м3;
ant=0.056060.192=0.292 м.
Определяем значения:
Напрягаемую арматуру располагаем только в растянутой зоне. Принимаем
a=0.1 м поэтому ysp=yb-a=1.2-0.1=1.1 м.
Находим площадь напрягаемой арматуры из условия надежного закрытия
трещин при Mmaxl=1779.69 кН·м.
Определяем количество арматуры из условия ее упругой работы
Принимаем 5ø8 К-7 Asp=1760 мм2=0.00176 м2. В верхней полке
устанавливаем продольную ненапрягаемую арматуру в количестве 4ø20 A-III
A's=1256 мм2=0.001256 м2.
Геометрические характеристики поперечного сечения балки.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона
Площади поперечных сечений продольной арматуры приведенные к бетону
Площадь приведенного сечения балки
Момент сопротивления приведенного сечения балки
Положение центра тяжести приведенного сечения
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до центров тяжести
нижней и верхней арматуры:
Момент инерции приведенного сечения
Моменты сопротивления приведенного сечения для нижней и верхней граней
нижней и верхней ядровых точек:
Моменты сопротивления приведенного сечения для крайних волокон с
учетом неупругих деформаций растянутого бетона определяем по формуле
- для нижних растянутых волокон γ=1.5;
- для верхних растянутых волокон γ=1.25.
Предварительное напряжение арматуры и его потери.
Назначаем величину первоначального (без учета потерь) предварительного
напряжения арматуры sp=1300 МПа. Допустимое отклонение предварительного
напряжения при механическом способе натяжения Δsp=0.05sp=0.05·1300=65
МПа. Следовательно sp+ Δsp=1300+65=
=1365 МПа1500 МПа; sp-Δsp=1300-65=1235 МПа>0.3Rsser=0.3·1500=
=450 МПа. Таким образов условия sp+ ΔspRsser и sp-Δsp>0.3Rsser
По формулам табл. 5 СНиП 2.03.01-84 определяем потери появляющиеся до
Потери от релаксации напряжений в арматуре
Потери от температурного перепада между упорами стенда и бетоном при
Потери от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств при
Трения арматуры об огибающие устройства нет из-за отсутствия
последних поэтому 4=0. Арматура натягивается на упоры стенда и потери из-
за деформации стальной формы отсутствуют т.е. 5=0.
Суммарные потери до обжатия бетона
а предварительное напряжение арматуры
Усилие предварительного обжатия
Эксцентриситет приложения усилия относительно центра тяжести
приведенного сечения
Напряжения в бетоне при обжатии на уровне напрягаемой (нижней) и
ненапрягаемой (верхней) арматуры:
[pic] кНсм2=15.6 МПа.
[pic] кНсм2=-7.1 МПа0.
Передаточная прочность бетона Rbp=0.7B=0.7(40=28 МПа. Так как
bsRbp=15.628=0.56α=0.75 потери от быстронатекающей ползучести бетона с
учетом коэффициента 0.85 (пропаренный бетон) b=0.85(40(0.56=19.0 МПа.
Так как 'bs0 величины предварительных сжимающих напряжений в
ненапрягаемой арматуре равны нулю т.е. 's=0.
Первые потери loss=211+19=230 МПа.
Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре с учетом первых
потерь (при γsp=1) sp1=1300-230=1070 МПа. Усилие предварительного обжатия
с учетом первых потерь P01=1070(0.00176(103=1883 кН.
Потери в напрягаемой арматуре вызванные усадкой бетона
Потери от ползучести бетона
Ненапрягаемая арматура расположена в растянутой зоне поэтому 's=0.
Общие потери loss=230+42.5+71.4=343.9 МПа>100 МПа.
Предварительное напряжение арматуры после проявления всех потерь (при
γsp=1) sp2=1300-343.9=956.1 МПа.
Расчет балки на стадии эксплуатации.
Проверка размеров бетонного сечения. Размеры сечения проверяют из
обеспечивающего прочность бетона стенки по сжатой полосе между
наклонными трещинами. Рассмотрим два сечения: первое расположено у опоры
второе – на расстоянии 800 мм где толщина стенки становится минимальной.
Величину внешней поперечной силы в первом случае принимаем равной опорной
реакции т.е. Q=489.23 кН; b=0.27 м; h0=1.1 м; φw1=1; φb1=1-
Во втором случае Q=445.6 кН; b=0.08 м.
В обоих случаях Qu>Q следовательно принятые размеры поперечного
Прочность нормальных сечений. Установившееся предварительное
напряжение определяем с учетом коэффициента точности натяжения γsp=0.9.
Определяем граничное значение высоты сжатой зоны бетона:
Принимая в первом приближении γs6==1.15 проверяем условие:
Условие не выполняется. Находим высоту сжатой зоны. Значение при его
сопоставлении с R допускается определять при γs6=1.
Необходимо увеличить площадь ненапрягаемой арматуры в растянутой зоне.
Принимаем 4ø28 A-III A's=2463 мм2=0.002463 м2.
Прочность наклонных сечений. Проверка прочности наклонного сечения на
действие поперечной силы по наклонной трещине согласно СНиП 2.03.01- 84*
производится из условия
где Q=489.25 кН – поперечная сила от внешней нагрузки;
Qb – поперечное усилие воспринимаемое бетоном и равное:
где φb2=2; [p принимаем c=2.95 м. Получим
Значение Qb принимается не менее
Длину проекции опасного сечения принимаем равной
Усилие в хомутах на единицу длины элемента в пределах наклонного
сечения определяется по формуле
При этом должно выполняться условие
Условие соблюдается.
Площадь поперечной арматуры должна определяться по формуле
Минимальный шаг хомутов определяется по формуле
Шаг хомутов принимаем s=150 мм. Получим требуемую площадь арматуры при
данном шаге хомутов:
Принимаем хомуты 2ø12 A-III Asw=226мм2.
Данного шага хомутов следуем придерживаться на расстояние 4.5 м от
опоры. Далее хомуты устанавливаются конструктивно с шагом s=400 мм.
Определение погиба балки. Прогиб определяем в середине пролета. Расчет
выполняем при γf=1 и γsp=1. Момент от продолжительно действующей части
нагрузки Ml=1779.69 кН·м а от непродолжительно действующей Msh=M-
Ml=2165.51-1779.69=385.82 кН·м.
Кривизну от внешней нагрузки определяем по формуле:
Кривизна обусловленная выгибом элемента от непродолжительного усилия
предварительного обжатия:
Кривизна обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и
ползучести бетона от усилия предварительного обжатия:
Здесь [pic] и [pic] - относительные деформации бетона вызванные его
усадкой и ползучестью от усилия предварительного обжатия:
Предельно допустимый прогиб для элементов покрытий при l>10 м
Расчеты свидетельствуют о том что проектируемая балка покрытия
удовлетворяет требованиям расчета по несущей способности.
Статический расчет поперечной рамы.
Расчет поперечной рамы производился с помощью ПК RAMPO. Результаты
расчета приведены в таблице 2.
KOЛИЧECTBO ПPOЛETOB - 3
ПOЛOЖEHИE KOЛOHHЫ - 1
ЧИCЛO ПAHEЛEЙ KOЛOHHЫ - 4
ДЛИHA ПPOЛETA - 18.0 M
PAЗMEPЫ CEЧEHИЙ:B=0.50 M; H1=1.40 M;H2=0.60 M; BЫCOTA BETBИ - 0.30 M;
EP=-0.10 M; ED=-0.70 M
OTMETKИ KOЛOHHЫ: Y=12.60 M; YT=9.50 M; YK=8.10 M
OTMETKИ CTEH: YV=14.40 M; Y2= 9.60 M;YO=1.20 M; Y1=8.40 M; OTMETKA
УД. BEC CTEH GA=29.35
ПOCT. - G=3.35 KПA; GC=94.3 GF=0.00 GB=114.70H; GR=1.5
BPEM. - CHEГ. V=1.2 KПA;
- BETP. WO=0.48 KПA;
- KPAH. Q=196.0 PM=184.0 GK=22.5 T;
GT= 7.0T; BC=5.6 M; AC=4.4 M.
Таблица 2 – Расчетные усилия в крайней колонне.
Номер При Gf>1 При Gf=1
Первое (γс=1) Второе (γс=0.9)
Mmax Mmin Nmax Mmax Mmin Nmax
I-I №№ - 1+2 1+2 - - -
M кН·м - -58.35 -58.35 - - -
N кН - 583.45 583.45 - - -
II-II №№ 1+4+6 - 1+2 1+3+5+7+9 - -
M кН·м 216.9 - 128.6 233.53 - -
N кН 429.81 - 602.18 475.09 - -
III-III №№ - 1+4+6 1+4+6 - 1+3+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м - -370.43 -370.43 - -421.56 -391.22
N кН - 1018.27 1018.27 - 1123.28 1123.28
IV-IV №№ 1+8 1+10 1+4+6 1+3+9 1+5+7+11 1+3+5+7
M кН·м 548.93 -313.98 -66.38 509.24 -457.23 -44.54
N кН 605.23 605.23 1106.44 760.36 1056.32 1211.45
Q кН 109.11 -46.6 52.7 107.05 -12.93 56.29
M кН·м 410.17 -206.19 -66.28 381.82 -307.38 -41.65
N кН 550.21 550.21 1005.86 705.34 1001.3 1156.43
Q кН 82.43 -28.8 47.92 80.96 0.46 49.9
для бетона класса В20 Rb=10.5 МПа; Rbt=0.8 МПа;
Rbser=15.0 МПа; Rbtser=0.8 МПа; Eb=27000 МПа;
для арматуры класса A-III Rs=Rsc=365 МПа; Es=200000 МПа;
для арматуры класса Вр-I Rs=Rsc=360 МПа; Es=170000 МПа.
Надкрановая часть колонны. Размеры прямоугольного сечения надкрановой
части: b=0.5 м; h=0.6 м; Для продольной арматуры принимаем a=a'=0.04 м;
Рабочая высота сечения h0=0.6-0.04=0.56 м.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при
учете крановых нагрузок без их учета l0=2.5H2=2.5·4.5=
=11.25 м. Так как l0h=90.6=15>10 необходимо учитывать влияние прогиба
элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Расчет необходимо выполнять для трех комбинаций:
). Mma Ncorr=475.09 кН;
). Mm Ncorr=583.45 кН;
). Nma Mcorr=128.6 кН·м.
Последовательность расчета показана на примере первой комбинации.
от всех нагрузок (с учетом ветровой нагрузки малой суммарной
продолжительности) M=233.53 кН·м; N=475.09 кН;
от всех нагрузок но без учета ветровой M'=12705 кН·м;
от постоянной продолжительно действующей нагрузки Ml=233.53
Находи моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры СС учетом и без учета ветровой нагрузки:
MII=M+N(0.5h-a)=233.53+475.09(0.5·0.6-0.04)=357.1 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=127.05+475.09(0.5(0.6-0.04)=250.57 кН(м;
MI0.77MII=0.77(357.1=274.93 кН(м.
Эксцентриситет продольной силы
e0=MN=233.53475.09=0.492 м > ea=h30=0.630=0.02 м.
Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем так как колонна
поперечной рамы – элемент статически неопределимой конструкции.
Находим значение условной критической силы и величину коэффициента .
Определяем коэффициент φl принимая =1 и вычисляя
Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле:
Поскольку Asmin0 величину A's определяем при =0.85-0.008·10.5=
Арматура в сжатой зоне по расчету не нужна поэтому ее сечение
назначаем в соответствии с конструктивными требованиями
Принимаем 3ø16A-III A's=6.03 см2.
Определяем армирование растянутой зоны
Принимаем 4ø16A-III A's=8.04 см2.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба
l0=1.5H2=1.5·4.5=6.75 м. Так как гибкость из плоскости изгиба
(l0h=6.750.5=13.5) меньше чем в плоскости изгиба (l0h=15) расчет из
плоскости изгиба можно не выполнять.
Результаты расчета для каждой комбинации приведены в табл. 4.
Таблица 4 – Результаты расчета надкрановой части колонны.
Вычисляемые Единица Значения величин при комбинации усилий
I (Mmax) II (Mmin) III (Nmax)
M кН·м 233.53 -58.35 128.6
N кН 475.09 583.45 602.18
M' кН·м 127.05 -58.35 128.6
N' кН 475.09 583.45 602.18
Ml кН·м 113.1 -41.11 113.1
Nl кН 429.81 411.08 429.81
MII кН·м 357.1 -210.05 285.17
88MII кН·м 314.25 -184.84 250.95
MI кН·м 250.5 -147.99 250.5
Rb МПа 10.5 10.5 12.5
e0 м 0.492 -0.1 0.214
M1l кН· 250.57 -210.05 250.5
αs - 7.41 7.41 7.41
Ncr кН 4052 5624 4879
e - 0.817 -0.372 0.504
As' см2 -20.55 -50.14 -37.58
As' (принято) см2 6.03 6.03 6.03
S' (принято) - 3ø16A-III 3ø16A-III 3ø16A-III
α0 - 0.166 0.034 0.096
As (вычислено)см2 7.75 7.14 -0.78
As (принято) см2 8.04 8.04 6.03
S (принято) - 4ø16A-III 4ø16A-III 3ø16A-III
Подкрановая часть колонны. Сечение колонны в подкрановой части состоит
из двух ветвей. Высота его сечения h=1.4 м. Сечение ветви bb=0.5 м hb=0.3
м a=a'=0.03 м h0=0.27 м =a'h0=0.030.27=0.111. Расстояние между осями
ветвей c=1.1 м. Расстояние между осями распорок s=H1n=8.14=2.03 м.
Арматуру подбираем по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV-IV.
Так как колонна жестко заделана в фундаменте при расчете принимаем =1 (в
опорном сечении эксцентриситет продольной силы не зависит от прогиба
Расчет в плоскости изгиба. Сначала рассчитываем колонну при комбинации
усилий I. Из табл.3 выписываем усилия: от всех нагрузок включая нагрузи
малой суммарной продолжительности (крановую и ветровую) M=548.93 кН(м
N=605.23 кН Q=109.11 кН; от всех нагрузок но без нагрузок малой суммарной
продолжительности M'=92.79 кН(м N'=60.23 кН.
Для определения коэффициента условий работы бетона находим моменты
внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры в
MII=M+N(0.5h-a)=548.93+605.23(0.5·1.4-0.03)=954.43 кН(м;
MI=M'+N'(0.5h-a)=92.79+60.23(0.5(1.4-0.03)=498.29 кН(м;
MI0.88MII=0.88(954.43=839.9 кН(м.
Расчет ведем при γb2=1.1.
Продольные усилия в ветвях колонны находим по формуле:
в подкрановой ветви [p
в наружной ветви [pic] кН.
Изгибающий момент в ветвях колонны вычисляем по формуле:
Ветви колонны испытывают действие разных по знаку но одинаковых по
величине изгибающих моментов поэтому подбираем симметричное армирование
Рассмотрим вначале подкрановую ветвь колонны: e0=55.37801.64= =0.069
м; e=0.069+0.5(0.3-0.03=0.189 м.
Для прямоугольного сечения ветви с симметричным армированием:
Поскольку [pic][pic] то площади арматуры определяем по формуле
Для наружной ветви: e0=0.282 м e=0.402 м [p [p
As=A's=0.000076 м2. При комбинации усилий II и III армирование ветвей
определяют так же как и для комбинации усилий I. Результаты вычислений
приведены в табл. 5. Из нее следует что продольную арматуру для
подкрановой ветви принимаем исходя из конструктивных требований 3ø12 A-III
As=A's=3.39 см2. Армирование наружной ветви принимаем 3ø25 A-III
Таблица 5. Результаты расчета подкрановой части колонны
(Mmax) (Mmin) (Nmax)
M кН·м 548.93 -457.23 -44.54
N кН 605.23 1056.32 1211.45
M' кН·м 92.79 92.79 92.79
N' кН 60.23 60.23 60.23
MII кН·м 954.43 232.5 767.13
88MII кН·м 839.9 204.6 675.08
MI кН·м 498.29 498.29 498.29
Q кН 109.11 -12.93 56.29
N кН 801.64 112.0 565.23
M кН·м ±55.37 ±6.54 ±30.02
e0 м 0.069 0.058 0.053
e м 0.189 0.178 0.173
[pic] - 0.343 0.048 0.242
[pic] - 0.175 0.023 0.113
As=A's мм2 -0.000787 0.000182 -0.000719
N кН·м 196.43 943.61 646.22
e0 м 0.282 0.0069 0.046
e м 0.162 0.127 0.166
[pic] - 0.084 0.138 0.276
[pic] - 0.091 0.403 0.124
As=A's мм2 0.000076 0.001326 -0.000822
Определяем армирование промежуточной распорки. Размеры прямоугольного
сечения распорки: bs=0.5 м; hs=0.4 м; a=a'=0.04 м; h0=0.36 м.
Наибольшая поперечная силаQ=109.11 кН действует при комбинации усилий
I. Усилия в распорке вычисляем по формулам:
Так как эпюра моментов двузначная принимаем двойное симметричное
армирование распорок. Следовательно
Принимаем 3ø22 A-III As=A's=11.73 см2.
Проверяем прочность бетона по сжатой полосе между наклонными трещинами
при φw=1 γb2=0.9; Rb=10.5 МПа и φb2=1-0.01(10.5=0.895. Тогда получим
Qs=201.36 кН0.3(1(0.895(10.5(103(0.5(0.36=507.47 кН.
Так как условие выполняется. размеры сечения достаточны.
Проверяем необходимость поперечного армирования. Принимаем пролет
распорки равным расстоянию в свету между распорками т.е. l=0.8 м. При
Rbt=0.8 МПа φn=0 и c=0.25l=0.25(0.8=0.2 м
Qbu=1.5(1+0)(0.8(103(0.5(0.3620.2= =388.8
кН>2.5Rbtbh0=2.5(0.8(0.5(0.36(103=360 кН.
Принимаем Qbu=360 кН и проверяем условие
Так как оно выполняется поперечное армирование по расчету не
требуется. Верхнюю (подкрановую) распорку армируем в соответствии с
конструктивными требованиями.
Расчет из плоскости изгиба.
Расчетная длина и гибкость подкрановой части колонны из плоскости
изгиба: то же в плоскости
изгиба: l0h=12.151.4=8.6712.96. Следовательно
необходим расчет из плоскости изгиба. На подкрановую часть колонны в
сечении III-III действуют наибольшие продольные силы:
от всех нагрузок N=1123.8 кН;
от постоянных нагрузок Nl=517.06 кН.
Расчет ведется по тем же формулам что и при расчете надкрановой
Находим значение условной критической силы и коэффициента .
Принимаем =min=0.3302.
С учетом прогиба колонны e=0.0167(1.14+0.5(0.5-0.03=0.239 м.
Так как x=0.178 м[pic] м прочность сечения проверяем из условия
учитывая только арматуру расположенную у растянутой и сжатой граней
Прочность колонны из плоскости изгиба обеспечена.
для бетона класса В20 Rb=11.5 МПа; Rbt=0.9 МПа;
для арматуры класса A-II Rs=Rsc=280 МПа; Es=210000 МПа;
для арматуры класса A-I Rs=Rsc=225 МПа; Es=210000 МПа.
На уровне верха фундамента от колонны в сечении IV-IV передаются
при γf>1 M=-457.23 кН(м; N=1056.32 кН; Q=-12.93 кН.
при γf=1 M=-307.38 кН(м; N=1001.3 кН; Q=0.46 кН.
Нагрузка от веса стены до отметки 7800 приведена в табл. 6. Часть
стены выше отметки 7800 опирается на колонну и нагрузка от нее учтена при
расчете поперечной рамы.
Таблица 6. Нагрузки на фундамент от стенового ограждения.
Элементы Нагрузка кН Коэффициент Расчетная
конструкции надежности по нагрузка при
нагрузке γf γf>1 кН
нормативная расчетная
Фундаментные балки28.9 27.5 1.1 30.3
Стеновые панели 32.0 30.4 1.1 33.4
Заполнение оконных39.6 37.6 1.1 41.4
Расстояние от линии действия нагрузки от стен до ее оси фундамента
(совпадающей с осью колонны) ew=-0.5(0.2+1.4)=0.8 м.
Моменты от веса стены относительно оси фундамента:
при γf>1 Mw=-105.1(0.8=-84.08 кН(м;
при γf=1 Mw=-95.5(0.8=-76.4 кН(м.
Для подбора размеров подошвы фундамента используем усилия при γf=1.
Определяем размеры подошвы фундамента для начала как центрально-
Высоту фундамента принимаем Hf=1.5 м. Расчетное сопротивление грунта
Принимаем размеры фундамента b=1.8 м l=3.0 м Af=5.4 м2 Wf=2.7 м3.
Проверяем напряжения в основании по условиям
Размеры подошвы фундамента достаточны.
Толщину стенок стакана поверху принимаем 250 мм а зазор между
колонной и стаканом 100 мм. Размеры подколонника в плане lcf=2.1 м bcf=1.2
м. Высота ступени h1=300 мм. Высота подколонника hcf=1.2 м. Глубину стакана
принимаем hh=1.05 м. Размеры дна стакана в плане bh=0.6 м lh=1.6 м.
Размеры ступени в плане м: b1=b=1.8.
При отсутствии бетонной подготовки толщина защитного слоя бетона
должна быть не менее 70 мм. Принимаем a=80 мм=0.08 м. Рабочая высота
для ступени h01=0.3-0.08=0.22 м;
для подколонника h02=1.5-0.08=1.42 м.
При расчете тела фундамента по несущей способности используем усилия
при γf>1 а расчетные сопротивления бетона с учетом коэффициента условий
работы γb2=1.1: Rb=12.5 МПа; Rbt=1.0 МПа.
Рассчитываем тело фундамента на продавливание.
Так как hb=Hf-hh=1.5-1.05=0.45 мH+0.5(lcf-hc)=0.3+0.5(2.1-1.4)=0.65 м
и hb=0.55 мH+0.5(bcf-bc)=0.3+0.5(1.2-0.5)=0.65 м выполняем расчет на
продавливание фундамента колонной от дна стакана а также на раскалывание
фундамента колонной. При этом учитываем только расчетную нормальную силу
N=1056.32 кН действующую в сечении колонны у обреза фундамента.
Рабочая высота дна стакана h0b0.55-0.08=0.47 м; средняя ширина
bm=0.6+0.47 м; Af0=0.5(1.8(3-1.05-2(0.47)-0.25(1.8-0.6-2(0.47)2=0.892 м2.
Условие выполняется прочность дна стакана на продавливание колонной
Для расчета на раскалывание вычисляем площади вертикальных сечений
фундамента в плоскостях проходящих по осям сечения колонны:
Afb=3(0.3+2.1(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.79 м2;
Afl=3(0.3+1.2(0.15+2(0.25(1.05+2(0.05(1.05(0.5=1.30 м2.
При Afb Afl =1.791.3=0.724>bclc=0.51.4=0.357 прочность на
раскалывание проверяем из условия
Условие выполняется прочность фундамента на раскалывание колонной
Подбираем армирование подошвы фундамента. Определяем давление на
pI-I=195.06+113.84(1.051.2=294.67;
pII-II=195.06+113.84(0.71.2=261.47.
Изгибающие моменты с сечениях I-I и II-II на 1 м ширины фундамента
MI-I=(3.0-2.1)2(294.67+2(308.9)24=30.8;
MII-II=(3.0-1.4)2(261.47+2(308.9)24=93.79.
Требуемую площадь сечения арматуры класс A-II вдоль длинной стороны
фундамента в сечениях I-I II-II см2:
Принимаем на 1 м ширины фундамента 5ø12A-II As=5.65 см2; стержни
устанавливаем с шагом 200 мм. В направлении меньшей стороны подошвы
фундамента армирование фундамента определяем по среднему давлению на грунт
Изгибающие моменты на 1 м длины фундамента для сечений кН(м:
M'I-I=185.4(1.8-1.2)28=8.34;
M'II-II=185.4(1.8-0.5)28=39.17.
Требуемая площадь сечения арматуры вдоль короткой стороны фундамента
В соответствии с конструктивными требованиями принимаем на 1 м длины
фундамента 5ø10A-II A's=3.93 см2 шаг стержней 200 мм.
Определяем армирование подколонника и его стаканной части. Расчет на
внецентренное сжатие выполняем для коробчатого сечения стаканной части в
плоскости заделанного торца колонны.
Размеры коробчатого сечения стаканной части преобразованного в
эквивалентной двутавровое м: b=0.6 м; h=2.1 м; b'f=bf=1.2 м; hf=h'f=0.3 м;
a=a'=0.04 м; h0=2.06 м; =0.042.06=0.0194.
Расчетные усилия в сечении при γf>1:
M=MIV+QIVhc+Mw=-457.23-12.93(1.4-84.02=-559.35 кН(м;
N=NIV+Gw+Gf=1056.32+105.1+92.01=1253.43 кН.
e0=MN=559.351253.43=0.446 м>ea=h30=2.130=0.07 м.
Случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от центра тяжести
сечения арматуры до силы N: e=0.446+0.5(2.1-0.04=1.456 м.
Проверяем положение нулевой линии. так как
Rbb'fh'f=12.5(103(1.2(0.3=4500 кН>N=1253.43 кН
указанная линия проходит в полке и сечение рассчитывают как
прямоугольное шириной b'f.
Принимаем симметричное армирование. Тогда
т.е. продольная арматура по расчету не нужна. Армирование назначаем в
соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0.05%
площади поперечного сечения подколонника: As=A's=0.0005(1.2(2.1= =0.00126
м2=12.6 см2. Принимаем с каждой стороны подколонника 5ø18A-II As= A's
=12.72 см2. У длинных сторон подколонника принимаем продольное армирование
Поперечное армирование подколонника определяем по расчету на момент от
действующих усилий относительно оси проходящей через точку поворота
колонны. Так как 0.5hc=0.5(1.4=0.7 м >e0=0.446 м >hc6=0.76=0.117 м
поперечное армирование определяем по формуле
По высоте стакана принимаем семь сеток с шагом 150 мм. Верхнюю сетку
устанавливаем на расстоянии 50 мм от верха стакана. Расстояние от уровня
чистого пола до нижнего торца колонны т.е до точки ее поворота
Момент всех сил относительно точки поворота колонны
Mk1=MIV+QIVy-0.7NIVe0=-457.23-12.93(1.15+0.7(1056.32(0.446= =-
Сумма расстояний от точки поворота колонны до сеток поперечного
армирования подколонника
Площадь сечения арматуры класс A-I расположенной в одном уровне
определяем из уравнения
Необходимая площадь сечения одного рабочего стержня (при четырех
стержнях в каждой сетке): Aw=1.644=0.41 см2. Принимаем 1ø8A-I Aw=0.503
Список использованной литературы.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Госстрой
СССР. М. 1993. 88 с.
Пособие по проектированию напряженных железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1988.135
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из
тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к
СНиП 2.03.01-84). – М.: Госстрой 1989.192 с.
Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс:
Учебник для вузов. – 5-е изд. – М.: Стройиздат 1991. 767 с.
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие Под
ред. Голышева А.Б. – К.: Будивельник 1990. – 544 с.
Полищук В.П. Рабочие чертежи для строительства (правила
выполнения) Курск. гос. техн. ун-т. Курск 1999. 171 с.
Полищук В.П. Черняева Р.П. Проектирование железобетонных
конструкций производственных зданий: Учебное пособие. – Тула: ТПИ

ЖБК№2 лист9 A4.dwg

Ведомость расхода стали на балку БПП-1 кг
Продолжение ведомости
Ведомость расхода стали на балку БПП-1

ЖБК№2 лист5.dwg

ЖБК№2 лист4.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг
ø10 А-II ГОСТ 5781-82
ø18 А-II ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных сеток
ø12 А-II ГОСТ 5781-82

ЖБК№2 лист2.dwg

Спецификация элементов каркаса
Сторопильные конструкции
Асфальтовая стяжка 20
Минералов. плиты 100
Водоизляционный ковер

ЖБК№2 лист7 A4.dwg

ø10 А-III ГОСТ 5781-82
Спецификация арматурных сеток
ø12 А-III ГОСТ 5781-82
ø28 А-III ГОСТ 5781-82
ø5 Вр-I ГОСТ 5781-82

ЖБК№2 лист6.dwg

Ведомость расхода стали на фундамент Ф-1 кг