Расчет и конструирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания

ЖБК2010.dwg

Стропильная ферма (М1:50)
Сечения фермы (М1:10)
Натяжение напрягаемой арматуры механическим способом на
Московский Государственный Строительный Университет
nКафедра железобетонных и каменных конструкций
Курсовой проект №2 по жб конструкциям
механическим способом на упоры
Натяжение напрягаемой арматуры
Железобетонный каркас nодноэтажного промышленного здания
План на отметке +0000 разрезы 1-1 2-2 3-3 4-4 5-5 6-6 7-7 8-8 фундамент Ф-1 колонна К-1 сетки С-1 С-2 С-3
Стропильная ферма ФС-1 узлы 1 2 3 КП-1 nКП-2 КП-3
С4 6 А-Inячейки 50х50
жб ребристые плиты покрытия 3х6
рубероид на битумной мастике
ячеисто-бетонные плиты 100мм
цементно-песчанная стяжка 15мм
рубероид с втопленным в битум гравием

ЖБК.dwg

Стропильная ферма (М1:50)
Сечения фермы (М1:10)
Натяжение напрягаемой арматуры механическим способом на
Московский Государственный Строительный Университет
nКафедра железобетонных и каменных конструкций
Курсовой проект №2 по жб конструкциям
механическим способом на упоры
Натяжение напрягаемой арматуры
Железобетонный каркас nодноэтажного промышленного здания
План на отметке +0000 разрезы 1-1 2-2 3-3 4-4 5-5 6-6 7-7 8-8 фундамент Ф-1 колонна К-1 сетки С-1 С-2 С-3
Стропильная ферма ФС-1 узлы 1 2 3 КП-1 nКП-2 КП-3
С4 6 А-Inячейки 50х50
жб ребристые плиты покрытия 3х6
рубероид на битумной мастике
ячеисто-бетонные плиты 100мм
цементно-песчанная стяжка 15мм
рубероид с втопленным в битум гравием

титульный.docx

-193675-8382000Федеральное агентство по рыболовству
Федеральное государственное бюджетное образовательное
учреждение высшего профессионального образования
«Астраханский государственный технический университет»
Кафедра «Строительство»
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему «Расчет и конструирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания»

правильная пояснилка.docx

Конструктивная схема каркаса здания .. ..3
Сбор нагрузок на раму ОПЗ . .6
Статический расчет рамы ОПЗ 7
Расчет и конструирование сплошной колонны крайнего ряда 12
Расчет и конструирование фундамента под колонну крайнего ряда 20
Расчет и конструирование стропильной фермы 25
Список литературы 41
Целью данного курсового проекта является разработка железобетонного каркаса одноэтажного производственного здания по исходным данным.
Расчёту и конструированию подлежат:
стропильная ферма покрытия;
внецентренно-сжатая колонна крайнего ряда;
фундамент под колонну крайнего ряда.
Расчёты и конструирование перечисленных конструкций а также компоновка поперечной и продольной систем каркаса отражаются в расчётно-пояснительной записке объёмом 35-45 стр. и на 2-х листах чертежей формата А2.
Исходные данные для выполнения проекта:
Шаг колонн в продольном направлении м - 60
Длина здания м - 132
Число пролетов в поперечном направлении - 2
Отметка верха рельса крана м – 1055
Высота помещения м – 132
Режим здания – неотапливаемое
Пролёт здания м – 18
Грузоподъемность (ТС) и режим работы крана – 125тН
Проектируемая колонна по оси - А
Район строительства – г. Саратов
Т. к. здание неотапливаемое длина температурного блока = 43м т.е. здание состоит из 4х температурных блоков длиной 36м 30м 30м36м.
Табл. 1. Габариты крана
Максимальное давление колеса
Масса крана конструктивная
Табл. 2. Габариты кранового рельса
Основные размеры рельса
Конструктивная схема каркаса здания
1. Компоновка поперечной рамы.
Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий.
Находим высоту надкрановой части колонн принимая высоту подкрановой балки 08 м а кранового пути 013м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 01 м и высоты моста крана грузоподъемностью 125 т:
С учетом унификации размеров колонн серии 1.424.1 назначаем .
Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до отметки верха кранового рельса и отметки обреза фундамента — 0180 м при:
Высота подкрановой части колонны (средней):
Нн = HI - ( hп.б.+ hр)+a1= 1055-(08+013)+018=98 м
Полная высота колонны при минимальном значении a2:
Нк = Hв+ Нн = 34+98 = 132 м
Привязка колонн к осям при шаге колонн 6м грузоподъёмности крана=125т32т Н=132м162м равна 0мм.
Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями табл. 32. [17]
Таблица 1. Расчетные длины колонн
При расчёте в плоскости поперечной раме
В перпендикулярном направлении
При учёте загрузок от крана
Без учёта загрузок от крана
(H1+H2)= 1.2*132=1584 м
Согласно требованиям п. 5.3 [14] размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими чтобы их гибкость () в любом направлении как правило не превышала 120 (35). Следовательно по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 158435 = 044ч м. а надкрановой — 8535 = 0243м.
Размеры сечений колонн назначаются в соответсвии с допустимой гибкостью и конструктивными требованиями.
Высота сечения крайней колонны с привязкой «0»:
hв λ – Bкр -70 = 750 – 230 – 70 = 450мм.
hв=380мм – из учета опирания фермы размеров мостового крана и гибкости;
hн= (110 114)·Н1 = 980 – 700 мм приеимаем hн=700мм.
b > 130H = 350мм; b > 120H2=280 – принимаем ширину колонны b=400мм.
Высота сечения средней колонны с опиранием ферм по центру:
hв=600мм – из учета опирания фермы размеров мостового крана и гибкости;
hн= (110 114)·Н1 = 980 – 700 мм – hн=700мм.
Поперечные сечения колонн (h*b)
В соответствии с таблицей габаритов колонн и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки №2 а для колонн среднего ряда по оси Б — опалубку №8.
Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной раскосной фермы пролетом 18м типа ФС-18 из тяжелого бетона. По приложению VI [9] назначаем марку балки 1ФС18 с номером типа опалубочной формы 1 с максимальной высотой в середине пролета 263м (объем бетона 1.8м3).
По приложению XI [9] назначаем тип плит покрытия размером 3*6 м (номер типа опалубочной формы №3 высота ребра 455мм приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 77мм).
Толщина кровли согласно приложению XIII [9] составляет 140 мм.
По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV [9] принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 300 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.
Продольная компановка осуществляется в зависимости от теплового режима здания. В данном случае здание неотапливаемое следовательно наибольшее расстояние между температурными швами в железобетонном каркасе будет равно 43м. Разбиваем здание длиной 132 м на 4 температурный блока. Длина температурных блоков по осям 1-6 и 18-24 составляет 30м длина температурных блоков по осям 6-12 и 12-18 – 36м.
Вертикальные связи устраиваются крестовыми т.к. шаг колонн 6м и располагаются в центре каждого температурного блока между осями 3-4 8-9 15-16 21-22.
Горизонтальные связи по верхнему поясу ферм и по нижнему не устраиваются так как здание ниже 18м грузоподъёмность крана меньше 30т и 3й ветровой район.
Сбор нагрузок на раму ОПЗ
Расчётная схема поперечной рамы:
Постоянные нагрузки. Распределённые по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа приведены в табл.2. С учетом коэффициента надежности по назначению здания (класс ответственности II) и шага колонн в продольном направлении 6м расчетная постоянная нагрузка на 1м ригеля рамы будет равна:
Нормативная нагрузка от 1 м² стеновых панелей из бетона на пористом заполнителе марки по плотности D800 при толщине 300мм составит 85·03=2.5кНм² где ρ = 85 кНм³ плотность бетона на пористом заполнителе определяемая согласно п.2.13 [9]. Нормативная нагрузка от 1 м² остекления в соответствии с пр.XIV [9] равна 05 кНм².
Таблица 2. Нагрузка от покрытия
Нормативная нагрузка кПа
Коэффициент надёжности по нагрузке
Расчетная нагрузка кПа
Четырехслойный рубероидный ковёр с втопленным в битум гравием
Цп стяжка (=15 мм =21кНм³)
Ячеисто-бетонные плиты (=100 мм =3 кНм³)
Слой рубероида на мастике
Ребристые плиты покрытия размером 3х12 с учётом заливки швов (=77 мм=25 кНм³)
Сегментная раскосная ферма пролет 18м шаг колонн 6м бетон тяжёлый
Расчётное опорное давление фермы:
От покрытия: Gn=gBL2=3775*6*182=20385кН
От фермы: Gф=452*11=2475кН
Расчётная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия с учётом коэф. надёжности по назначению здания γn=095:
G1=(20385+2475)*095=21717кН
G2=2* G1=2*21717=43434кН
Расчётные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:
На участке между отметками 102м и 1500м
На участке между отметками 0м и 102м
Расчётные нагрузки от собственного веса колонн из тяжёлого бетона ( = 25кНм3):
Колонна по оси А подкрановая часть с консолью:
G41=(98*07+(045+08)*0352)*04*25*1.1*0.95=7397кН.
Надкрановая часть: G42 = 038*34*04*25*11*095 = 135 кН.
Итого: G4 = G41+G42 =7397+135=875 кН
Колонна по оси Б подкрановая часть с консолями:
G51=(07*98+2*(06+135)*0752)*04*25*11*095=8697кН.
Над крановая часть: G52=06*04*34*25*11*095=2132кН
Итого: G5=G51+G52=10829 кН.
Расчётная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (вес п.б. длиной 6м равен 575кН) и кранового пути (15 кНм) будет равна:
Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчёта поперечной рамы принимается равномерно распределённой во всех пролётах здания. Для заданного района строительства (г. Саратов) по [15] определяем нормативное значение снегового покрова Рo=18кПа (pойон I I I ). Расчётная снеговая нагрузка:
На крайние колонны: Рсн1=Рo*B*L2=18*6*182*095=9234кН.
На средние колонны: Рсн2=2 Рсн1=9234*2=18468кН
Крановые нагрузки. По пр. XV [9] находим габарит нагрузки от мостовых кранов грузоподъёмностью Q=125т: ширина крана Вк =54м; база крана Ак =44м; нормативное ma масса тележки Gт =3т; общая масса крана Gк =16т.
Нормативное min давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колёсах):
Рminn = 0.5·(Q+Qк)-Рmaxn = 0.5·(125+160)-120=225кН
Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана направленная поперёк кранового пути и вызываемая торможением тележки при гибком подвесе груза будет равна:
Тn = 0.5*0.05*(Q+Qт)* = 05*005*(125+30)*11*095 =405 кН.
Расчётные крановые нагрузки вычисляем с учётом коэффициента надёжности по нагрузке f =1.1 согласно п. 4.8 [15]. Определим расчётные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния.
Для нагрузки от 2-х сближенных кранов:
Max момент на колонну А Мmax = Dmax*e= 21318*045=9593 кНм.
Max момент на колонну Б Мmax = Dmax*e= 21318*(-075)=-15989 кНм.
Min давление на колонну Dmin = Рminn·f·y·n = 225*22*085*095 = 421кНм.
Min момент на колонну Б Мmin = Dmin*e= 421*(-075)=-316 кНм.
Min момент на колонну А Мmin = Dmin*e= 421*045=189 кНм.
Для нагрузки от 4-х сближенных кранов:
Max давление на колонну 2 Dmax = 2*Рmaxn*f*y*n=
= 2*120*07*22*095=35112 кН
Max момент на колонну Мmax =0 – т.к. средняя колонна центрально-нагружена.
Min давление на колонну Dmin = Рminn·f·y·n = 225*22*07*095 = 3465кН.
Min момент на колонну Мmin = Dmin*e= 3465*(-045)=156 кНм.
Тормозная поперечная нагрузка на колонну на уровне подкрановой балки:
Т=Тn·f·y=3*085*22=56 кН.
Ветровая нагрузка. Саратов расположен в 3-м ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п.6.4 [15] нормативное значение ветрового давления w o = 053 кПа.
Для заданного типа местности с учётом коэффициента k (табл. 6 [15]) получим следующие значения ветрового давления с подветренной и наветренной строн по высоте здания:
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 132м.
Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим по пр.4 [15] аэродинамические коэффициенты ce=0.8 и с3=-04. Тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке =14 и с шагом колонн 6м получим:
расчётная равномерно-распределённая нагрузка на колонну рамы с наветренной стороны: W1=018*08*14*6*095=115кНм;
то же с подветренной стороны W2=018*04*14*6*095=057кНм;
Расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 84м действующая на уровне ригеля:
Статический расчет рамы ОПЗ
При расчёте рамы методом перемещений неизвестным является горизонтальное перемещение верха колонн. Каноническое уравнение метода перемещений имеет следующий вид:
где:- коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса при действии крановых нагрузок принимаемый равным 34 при шаге колонн 6 м при действии остальных нагрузок =1
- реакция поперечной рамы при перемещении верха её колонн на единицу;
- единичное перемещение верха колонн рамы;
- суммарная реакция связей от конкретной нагрузки.
для крайней колонны:
132=0258; - т.к. колонна сплошного сечения.
для средней колонны:
Суммарная реакция от единичного воздействия:
Продольная сила G1= 21717кН действует с эксцентриситетом:
е1=0175+-05hверх=0175+025-05*038=0235м
Момент М1(1) = G1 е1=21717*0235=5103кНм
В надкрановой части колонны действует нагрузка от стеновых панелей толщиной 30см G2=5944кН с эксцентриситетом:
е2=12(+ hверх)=05*(03+038)=034м
Момент М(2)1= - G2 е2= - 5944*034= -2021кНм
Суммарное значение момента приложенного в верхней части колонны:
М1= М1(1)+ М1(2)=5103+(-2021)=3082кНм
В подкрановой части колонны кроме сил G1 и G2 приложенных с эксцентриситетом е3=05*( hниз -hверх)=05(06-038)=011м действует расчётная нагрузка от стеновых панелей G1=809кН с эксцентриситетом
е4=05*( + hниз)=05*(03+06)=045м
Расчётная нагрузка от подкрановых балок и кранового пути Gс.в.=695кН с эксцентриситетом:
е5=λ+-05hниз=075+025-05*06=07м
Расчётная нагрузка от надкрановой части колонны G42=135кН с е3=0190м.
Суммарное значение момента приложенного в уровне верха подкрановой консоли:
М2=-(21717+5944)*011-809*045+695*07-135*019=-2075кНм
Вычисляем реакцию верхнего конца левой колонны по ф-лам прил.20:
R1=-(3 М2(1-α2)k1+3M1(1+ k1 α)* k2)(2Hk)=-(3*(-2075)*(1-02582)*093+ +3*3082*(1+0930258)*0077)(2*132)=0805кН
Реакция правой колонны R3=-0805кН средней колонны R2=0кН т.к. она загружена центрально. Суммарная реакция связей в основной системе:
R1р=-0805+0+0805=0кН при этом из канонического уравнения r11*1+ R1р=0 следует что 1=0. Упругая реакция левой колонны Rl=R1+1 R=0805кН
Изгибающие моменты в сечениях колонны:
МII= М1+R1HB=3082+0805*34=33557кНм
МIII= МII +М2=33557-(-2075)=543кНм
МIV=М1+ М2+ R1Hк=3082+(-2075)+(0805)*132=207кНм
Продольные силы в крайней колонне:
N II= G1+ G2+ G42=21717+5944+135=29011кН
N III= N II + G1+ Gсв=29011+809+695=44051кН
NIV= N III + G41=44051+7397=51448кН
Поперечная сила QIV=R1=0805кН
Продольные силы в средней колонне:
N II= 2G1+ G42=2*21717+135=44784кН
N III= N II + 2Gсв=44784+2*695=58684кН
NIV= N III + G41=58684+7397=66081кН
Усилия в колоннах от снеговой нагрузки
Продольная сила на крайней колонне Рsn1= 9234кН е1=0125м тогда
М sn1= Рsn1 е1=9234*0125=1154кНм
В подкрановой части колонны эта сила приложена с эксцентриситетом е3=0м т.е. М sn2=0кНм.
Реакция верхнего конца колонны от действия М sn1 и М sn1 равна
R1=-(3 М2(1-α2)k1+3M1(1+ k2 α)* k1)(2Hk)=-(3*0*(1-02582)*0805+ +3*1154*(1+00770258)*0805)(2*132)=-137кН
Изгибающие моменты в сечениях крайних колонн:
МII= М1+R1HB=1154-137*34=6882кНм
МIII= МII +М2=6882кНм
МIV== М1+ М2+ R1Hк=-112кНм
N II= N II =NIV= Рsn1 =9234кН
Поперечная сила QIV=R1=-137кН
N II= N II =NIV= 2Рsn1 =2*9234=18468кН
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки
Реакция верхнего конца крайней колонны от нагрузки W1=115кНм:
R1=-18k1 W1Hk(3*(1+ α2k2)+4 k3*(1+ α2))=-532 кН
Реакция верхнего конца крайней колонны от нагрузки W2=057кНм:
R3=-18k1 W2Hk(3*(1+ α2k2)+4 k3*(1+ α2))=-26 кН
Реакция введенной связи в основной системе метода перемещений от сосредоточенной силы R=- W=-67кН
Суммарная реакция связи:
R1р= R1+ R3+ R=-1462 кН
Горизонтальные перемещения колонн при сsp=1:
Вычисляем упругие реакции верха колонн:
Левой R1с= R1+1 R1=0303 кН
Средней R2с= 1 R2=578 кН
Правой R3с= R3+1 R3=302 кН
Изгибающие моменты в сечениях колонн:
Левой МII = МIII= 05W1 Hв2+ R1с Hв=05*115*342+0303*34=768 кНм
МIV=05W1 Hк2+ R1с Hк=05*115*1322+0303*132=10419 кНм
Средней МII = МIII= R2с Hв=578*34=19652 кНм
Правой МII = МIII= 05W2 Hв2+ R3с Hв=1356 кНм
МIV=05W2 Hк2+ R3с Hк=8952 кНм
Поперечные силы в защемлениях колонн:
Левой QIV=W1 Hк + R1с =1548 кН
Средней QIV= R2с =578 кН
Правой QIV=W2 Hк + R3с =1054кН
Усилия в колоннах от крановых нагрузок
Рассматриваются следующие виду нагружений:
Вертикальная нагрузка Dmax на крайней колонне и Dmin на средней
Dmin на крайней и Dmax на средней
крана с 2 Dmax на средней колонне и Dmin на крайних
Горизонтальная крановая нагрузка Т на крайней колонне
Горизонтальная крановая нагрузка Т на средней колонне
Рассмотрим загружение 1:
На крайней колонне Dmax=21318кН приложена с е5=045м
Mmax= Dmax е5=9593кНм
Реакция верхней опоры левой колонны:
R1= – 3 Mmax(1- α2)k12Hk= -946кН
Одновременно на ср. колонну действует Dmin=3465кН с е=λ=075м
Т.е. Mmin= Dmin е=3465*(-0.75)=2599кНм
Реакция верхней опоры ср. колонны:
R2= – 3 Mmin(1- α2)k12Hk= -273кН
R1р= -946-273= -1219кН
Для температурного блока длиной 36м и шагом колонн 6 м число поперечных рам в блоке n=7. Так как n нечётное то m=( n-1)2=3
Коэф. учитывающий пространственную работу здания: сsp=56
Тогда Δ1=129(56*182*10-5Eb)=127*105Eb
Упругие реакции верха колонн:
- левой R1е=-946+127*07=-8571кН
-средней R2е=-273+127*072=-182кН
-правой R3е=127*07=0889кН
МII = -8571*34=-2914кНм
МIII =-2914+9593=6679кНм
МIV=-8571*132+9593=-172кНм
МII = -182*34=-619кНм
МIII =-619+2599=198кНм
МIV=-182*132+2599=197кНм
МII = МIII =0889*34=302кНм
МIV=0889*132=1173кНм
Левой N II= 0кН N III =NIV= 21318кН
Средней N II= 0кН N III =NIV=3465кН
Правой N II= 0кН N III =NIV=0
Рассмотрим загружение 2:
На крайней колонне Dmin=421кН приложена с е5=045м
Mmin= Dmin е=18945кНм
R1= – 3 Mmin (1- α2)k12Hk= -187кН
Одновременно на ср. колонну действует Dmax =35112кН с е=λ=075м
Т.е. Mmax= Dmax е=26334кН
R2= – 3 Mmax (1- α2)k12Hk=-2765 кН
Тогда Δ1=-2952(56*182*10-5Eb)=-29*105Eb
- левой R1е=-187-29*07=-39кН
-средней R2е=-2765-29*072=-29738кН
-правой R3е=-29*07=203кН
МII = -39*34=-1326кНм
МIII =-1326+18945=568кНм
МIV=-391*132+18945=-3267кНм
МII = -29738*34=-1011кНм
МIII =-1011+26334=16224кНм
МIV=-29738*132+26334=-12788кНм
МII = МIII =203*34=69кНм
Средней QIV=-29738 кН
Левой N II= 0кН N III =NIV= 421кН
Средней N II= 0кН N III =NIV=35112кН
Рассмотрим загружение 3:
На крайних колоннах Dmin определённая с коэф. сочет. = 07 (4 крана) приложена с е5=045м
R1= – 3 Mmin (1- α2)k12Hk= -154кН
Реакция правой колонны R3=154кН
Реакция верхней опоры ср. колонны: R2= 0 кН
МII = -154*34=-524кНм
МIII =-524+156=1036кНм
МIV=-154*132+156=-473кНм
МII = МIII =МIV=0кНм
Левой N II= 0кН N III =NIV= 3465кН
Рассмотрим загружение 4:
Горизонтальная крановая нагрузка Т=56кН
Тогда Δ1=-386(56*182*10-5Eb)=-038*105Eb
- левой R1е=-187-038*07=-2136кН
-средней R2е=-038*072=-027кН
-правой R3е=-038*07=-0266кН
- в точке приложения силы Т:
МН=-2136*0258*132=-727кНм
МII = МIII =-2136*34+56*08=-278кНм
МIV=-2136*132+56(34+98-0258*132)=2665кНм
МII = МIII =-027*34=-092кНм
МIV=-027*132=-356кНм
МII = МIII =-0266*34=-09кНм
Левой QIV=-2136+56=346 кН
Рассмотрим загружение 5:
Тогда Δ1=47(56*182*10-5Eb)=046*105Eb
- левой и правой R1е= R3е=046*47=216кН
-средней R2е=47+046*072=503кН
МII = МIII =216*34=734кНм
В точке приложения силы Т:
МН=503*0258*132=171кНм
МII = МIII =503*34+56*08=2158кНм
МIV=503*132+56(132-0258*132)=1212кНм
Левой и правой QIV=216кН
Средней QIV=216+56=776кН
Результаты расчёта поперечной рамы приведены в табл.3
Таблица 3. Расчетные сочетания усилий колонны крайнего ряда (по оси А)
Крановая (от 2-х кранов) Mmax на левой колонне
Крановая (от 2-х кранов) Mmax на средней колонне
Крановая (от 4-х кранов)
Крановая H на левой колонне
Крановая Н на средней колонне
Основные сочетания нагрузок с учетом крановой и ветровой
То же без учета крановых и ветровой
Расчет и конструирование сплошной колонны крайнего ряда
Для проектирования воспользуемся результатами статического расчета рамы одноэтажного промышленного здания. Дополнительными данными из индивидуального задания будут: класс тяжелого бетона для колонны - В25; класс арматуры сборных ненапряженных конструкций – А300
Таблица 4. РСУ в расчетных сечениях крайней колонны
Расчет продольной арматуры выполняем согласно требованиям пп. 3.1 3.50 3.54 3.55 и 3.62 [17].
Расчетные характеристики бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В25 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении ; ; .
Продольная рабочая арматура класса А-300 ;.
Расчет надкрановой части колонны.
Анализ эпюр и таблицы РСУ показывает что целесообразно при расчете сечение принимать симметричное так как моменты разных знаков отличаются по абсолютной величине не более чем на 25%.
Назначаем для продольной арматуры тогда рабочая высота сечения колонны .
Расчетная длина колонны: lo=2*H1=2*34=68м. Гибкость для стержня с прямоугольным поперечным сечением - следовательно необходимо учитывать влияние прогиба в плоскости эксцентриситета от N.
Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны более растянутой грани (слева) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и Mmax.
Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия то учитываем коэффициент условий работы бетона согласно п. 3. 1 [17]. Для этого: .
Эксцентриситет от продольной силы N:
Случайный эксцентриситет согласно требованиям п. 3.4. [17]: - т.к. e>ea за расчетный принимается наибольший (еo=e=56см).
Относительный эксцентриситет:
Коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки:
Критическая сила прямоугольного сечения по п. 3.7 [17]:
Коэффициент учета влияния прогиба будет равен:
Значение эксцентриситета е с учетом прогиба составит:
Предельная высота сжатой зоны и коэффициенты:
Поскольку значение определяем по формуле:
Поскольку по расчету арматура не требуется то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [17]:
гибкость надкрановой части колонны =0002 в соответствии с п 512 [17] (т.к. ;10 loh=17 25=>=02% )
Принимаем рабочую арматуру конструктивно 2 стрежня диаметром 14мм А-300 (As=308мм2).
Поперечную арматуру принимаем диаметром не менее 025d=025*14=35мм и шагом не более 20d=20*14=240мм и не более 500мм. Поперечной арматурой будут является стрежни диаметром 6мм класса стали А-240 с шагом 200мм.
Общий процент армирования:
Проверка прочности надкрановой части
Высота сжатой зоны при Nmax и М:
Относительная высота сжатой зоны бетона:
значит предельный изгибающий момент в сечении будет равен:
- прочность подкрановой части колонны при выбранном сечении обеспечена.
Расчет подкрановой части колонны.
Анализ эпюр и таблицы РСУ показывает что целесообразно при расчете сечение принимать несимметричное так как моменты разных знаков отличаются по абсолютной величине более чем на 25%.
Назначаем для продольной арматуры тога рабочая высота сечения колонны .
Расчетная длина колонны: lo=15*H2=15*98=147м. Гибкость для стержня с прямоугольным поперечным сечением - следовательно необходимо учитывать влияние прогиба в плоскости эксцентриситета от N.
Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии несимметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и Mmax.
Случайный эксцентриситет согласно требованиям п. 3.4. [17]: - т.к. e>ea за расчетный принимается наибольший (еo=e=10см).
Требуемая площадь сжатой арматуры:
Так как арматура по расчету не требуется принимаем её конструктивно из условия минимального процента армирования.
Гибкость надкрановой части колонны =0002 в соответствии с п 512 [17] (т.к. ;10 loh=21 25=>=02% )
Принимаем рабочую арматуру справа 5 стержней диаметром 12мм из стали класса А-300 (As’=566см2).
Так как As’ 0 требуемая площадь арматуры растягиваемой (слева) As вычисляется по следующей формуле:
Поперечную арматуру принимаем диаметром не менее 025d=025*12=3мм и шагом не более 20d=20*12=240мм и не более 500мм. Поперечной арматурой будет является стрежни диаметром 6мм класса стали А-240 с шагом 200мм.
Проверка прочности подкрановой части
Расчет прочности подкрановой консоли
Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний или .
Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [17]. Поскольку
то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса А240 устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм .
Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (208) [3]:
где =730 – угол наклона сжатой полосы к горизонтали;
φw3=0.83 – коэффициент учитывающий влияние поперечной арматуры;
- прочность подкрановой консоли при заданный размерах обеспечена.
Расчет и конструирование фундамента под колонну крайнего ряда
грунт – суглинок тяжелый с коэффициентом пористости е=07 показателем текучести Il=05 условным расчетным сопротивлением Ro=215кПа.
бетон тяжелый – М150 арматурные сетки из стали А400.
Глубина заложения фундамента принимается в зависимости от климатических условий района застройки и конструктивного решения здания. Так как здание промышленное с каркасом из стропильных ферм и колонн рациональнее всего назначить столбчатый фундамент стаканного типа. В г. Ростов нормативная глубина промерзания 140см тогда расчетная глубина промерзания hз=11*140=154см (11 – коэф. для неотапливаемых зданий).
hф > hз+10см=154+10=164 см => примем hф=1.65м для удобства конструирования фундамента.
Вычисленные три комбинации усилий NM и Q для расчета основания и тела фундамента представлены в таблице.
Таблица 5. РСУ для расчета фундамента
Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nnf и M nf на уровне подошвы фундамента для комбинаций усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.
Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления от отм.12 до 102м равна Gw1=564кН вес фундаментной балки Gфб=12*11*095=1254кН. для расчета основания Gnw1=( Gфб+Gw1)*f=6894*11=75 кН.
Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е3=3002+300= 045 м.
Усилия на уровне подошвы: M=M4-4+Q4-4*Нф+М N=N4-4 + Gw1 где
Нф=h-0.15=165-015=15м и Mn=( Gфб+Gw1)*e3=6894*(-0.45)=-31 кНм
M= Gnw1*e3=75*(-0.45)=-3375 кНм.
Анализируя значения усилий в табл. находим что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является первая комбинация усилий.
С учетом эксцентриситета продольной силы определим размеры подошвы фундамента:
принимаем отношение сторон bфаф=08.
так как фундамент является внецентренно нагруженным увеличиваем стороны на 10-15%. Тогда окончательные размеры и момент сопротивления подошвы:
где mt=20 кНм3—средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на обрезах;
R=Ro=02МПа=215 кПа – условное расчетное сопротивление грунта.
Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания:
R=Ro[(1+к1(b—bо)bо]*(d—dо)2d=215[1+005(2-1)1]*(1.65+2)4=200 кПа.
В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:
Gфн=mt*aф*bф*Н1=20*28*23*165=2125 кН.
ео==976(2125+78948)=009 м
Краевые давления в основании следующие:
Все условия выполняются следовательно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявленным требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а=28 м и b= 23 м.
Назначим высоту ступени h=025м высоту подколонника из условия hc=1.5hк=15*07=1м так как eo 2hк и hc > 30d+c=30*14+50=0.47м.
Толщина стенки подколонника =200-250мм > 075hcт=075*025=01875м
Ширина подколонника: ac=hк+2+2s=700+2*225+2*75=1300мм
Длина подколонника: bc=bк+2+2s=400+2*225+2*75=1000мм
Размеры ступеней: первой a1=аф=28м b1=bф=23м; второй a2=205м b2=155м.
Расчет прочности фундамента на продавливание
Рабочая высота нижней ступени: h01=h1-a=25-4.5=205см. Размеры нижней стороны грани пирамиды продавливания: bн1=b+2h01=16+2*0205=21м. Средний размер грани: bср1=(bс+bн1)2=(1+21)2=1805м. Площадь трапеции: F=018*(24+21)2=0405м2.
Расчетная продавливающая сила: P=F*pmax=0405*240=972кН.
Расчет тела фундамента
Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.
Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятных комбинаций расчетных усилий без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:
Соответственно краевые напряжения под подошвой фундамента:
Рабочую высоту плиты у основания подколонника из условия прочности на продавливание определяют по формуле:
где k=1; N=p1(aфbф - acbc)=34(644 - 12*1)=938кН.
Из конструктивных соображений принята общая высота плиты h=50см уступы по 25 см; h0= h – a = 50 – 5 = 45см.
Расчет рабочей арматуры сетки нижней плиты в направлении длинной стороны aф. Расчетный изгибающий момент в сечении 1-1 проходящем по грани bc подколонника
где pср= 05*(p1+pI)=05*(34+33)=335кПа
pI = p1 – (p1 - p2)*(a1aф)=34 – (34-26)*(07528)= 33кПа
Требуемое сечение арматуры:
Назначаем шаг стержней 230мм на ширине bф=23м укладываются 10 стрежней. Принимаем диаметр 10мм А-300 (As=785 мм2 ΣAs=785 мм2).
Изгибающий момент в сечении 2-2 проходящем через точку пересечения грани призмы продавливания с арматурой нижней сетки:
где pср= 05*(p1+pI)=05*(34+334)=337кПа
pI = p1 – (p1 - p2)*(a2aф)=34 – (34-26)*(03523)= 334кПа
Расчет рабочей арматуры сетки плиты в направлении короткой строны bф. Среднее давление в грунте под подошвой фундамента: pср=337кПа.
Изгибающий момент в сечении 3-3 проходящем по грани подколонника:
Назначаем шаг стержней 200мм на длине aф=28м укладываются 14 стрежней. Принимаем конструктивно из условия стержни диаметром 10мм А-300 (As=785 мм2 ΣAs=1099 мм2).
Расчет продольного армирования подколонника
Расчет продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4-4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5-5.
Вычислим усилия в сечении 4-4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающем моментом. Толщину защитного слоя бетона принимаем не менее 50мм берем расстояние от наружной грани стенки стакана до центра тяжести сечения арматуры a=a’=6см. Расчетный эксцентрицитет продольной силы относительно арматуры As:
ео= e01+ac2 – a = 0.06 + 1.22 – 0.06 = 06 мм > ea=h30=150030=50 мм.
Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по формуле:
где z0= ac – a – a’= 120 – 6 – 6 = 108 см – расстояние между стержнями арматуры;
S0=0.5(bc*h02 – a0*b0*z0) – статический момент инерции для коробчатого сечения;
a0=700мм и b0=500мм – размеры днища стакана;
Rb=7 МПа – расчетное сопротивление сжатию для бетона марки М150;
mб1=11 – коэффициент учитывающий действие всех нагрузок.
Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 01% площади подколонника:
01(120*100-70*50)=850 мм2. Принимаем 1005 мм2 (516 А-III).
В сечение 5-5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.
Расчет поперечного армирования
Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от комбинации усилий на уровне подколонника (h=10м):
ео=McNc=96178948=011м hк6=120мм – следовательно поперечная арматура не требуется по расчету. Принимаем её конструктивно в виде 6 горизонтальных сеток в пределах подколонника С3 из стали класса А300 с шагом 150мм (150мм hc4=225мм) и одной сетки С2 под днище стакана. Стержни принимаем конструктивно диаметра 8мм из А240.
Расчет и конструирование стропильной фермы
В одноэтажных производственных зданиях массового строительства железобетонные стропильные фермы применяются для перекрытий пролётов 18–24 м. Обычно стропильные фермы размещаются вдоль большего расстояния между колоннами с укладкой на них железобетонных панелей покрытия длиной 6–12 м.
К общим достоинствам стропильных ферм по сравнению со стропильными балками относятся существенно меньший расход материалов на сами конструкции возможность пропуска технических коммуникаций в пределах межферменного пространства более простое крепление подвесного транспортного оборудования. Главным недостатком ферм является большая по сравнению с балками высота что приводит к увеличению протяженности ограждающих стеновых панелей и к дополнительным эксплуатационным расходам на отопление и вентиляцию лишнего объема здания.
Фермы с параллельными поясами применяются для устройства плоских кровель. У сегментных ферм верхний пояс имеет ломаное очертание. Вследствие этого в элементах решетки усилия оказываются заметно меньше чем в других фермах. Кроме того сумма длин элементов решетки также сокращается. В результате сегментные фермы по расходу материалов и стоимости более экономичны.
При назначении габаритных размеров высоту ферм в середине пролета обычно принимают от пролета. Ширина поясов из условия опирания панелей покрытия на верхний пояс фермы назначается не менее 20 см при панелях длиной 6 м и не менее 25 см при панелях длиной 12 м. Все размеры сечений рекомендуется назначать кратными 2 см и принимать их не менее 20х16 см для поясов и 10х15 см для элементов закладной решетки.
При реальном проектировании стропильные фермы рассчитываются на совместное действие нагрузки от собственной массы фермы условно сосредоточенной в узлах нагрузки от панелей покрытия и кровли снеговой нагрузки с загружениями и всего пролета с учетом возможного образования снеговых мешков на скатных кровлях и кровлях с фонарями а также нагрузки от подвесных коммуникаций и подвесного транспорта. При выполнении курсового проекта в целях сокращения его объема допускается выполнять статический расчет по упрощенной схеме:
– панели покрытия принимать шириной 3 м с передачей нагрузки в виде сосредоточенных сил прикладываемых к узлам верхнего пояса что исключает влияние местного изгиба. Нормативное значение массы панелей следует принимать по приложению 21;
– значения снеговой нагрузки принимаются по нормам в зависимости от района строительства объекта (см. приложение 16 [9] ).
Следует выделять 2 случая: случай когда длительно действует снеговая нагрузка относительно малой интенсивности и случай когда кратковременно действует полная снеговая нагрузка. Для здания без фонарей снеговая нагрузка рассматривается как равномерно распределенная с загружением и всего пролета фермы.
В железобетонных фермах сопряжение отдельных элементов выполняются как жесткие. Вследствие этого при взаимном смещении при повороте узлов в элементах фермы возникают изгибающие моменты. Установлено что влияние жесткости узлов на величину продольных сил и на величину прогибов фермы несущественно и может не учитываться т.е. вычисление продольных сил и прогибов может вестись по шарнирной схеме. Влияние изгибающих моментов следует учитывать в эксплуатационной стадии где они приводят к заметному увеличению ширины раскрытия трещин в растянутых элементах решетки и увеличивая раскрытие трещин в предварительно напряженном нижнем поясе.
В курсовом проекте допускается рассчитывать трещиностойкость нижнего пояса как центрально растянутого элемента но величину усилия образования трещин вычисляемую по рекомендациям норм СНиП 52-01-2003 СП 52-102-2004 и дополнительно умножать на коэффициент k=085 учитывающий влияние жесткости узлов. При определении ширины раскрытия трещин в нижнем поясе расчет ведется по рекомендациям [24] как для растянутого элемента с увеличением ширины раскрытия трещин на 15% а в растянутых ненапряженных элементах в 2 раза.
Ферма изготовлена из тяжелого бетона класса В30:
– расчетное сопротивление осевому сжатию Rb = 17 МПа
– расчетное сопротивление осевому растяжению Rbt = 115 МПа
– нормативное сопротивление осевому растяжению Rbtn = 175 МПа
– начальный модуль упругости Eb = 325103 МПа
Напрягаемая арматура нижнего пояса из канатов К-1400 15 мм с натяжением на упоры:
– расчетное сопротивление растяжению II группы п.с. Rsser = 1400 МПа
– расчетное сопротивление растяжению I группы п.с. Rs = 1170 МПа
– начальный модуль упругости Es = 18105 МПа
Сжатый пояс и элементы решетки фермы армируются стержнями класса А400:
– расчетное сопротивление растяжениюсжатию I г.п.с.Rs = Rsс = 355 МПа;
– начальный модуль упру гости Es = 2103 МПа (табл. 29)
Таблица 6. Нагрузка на стропильную ферму
К-т надежности по нагрузке
Нагрузки от веса покрытия
Ребристые крупноразмерные плиты 3х6
кратковременная (полная)
длительная с к-том 05
Условные расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
– длительная снеговая:
– кратковременная (полная) снеговая:
Узловые нормативные нагрузки соответственно:
Определение усилий в элементах фермы
Для вычисления продольных усилий в элементах фермы определяем сначала усилия от единичных нагрузок.
Усилия в элементах фермы от единичных загружений.
Усилия в элементах кН.
При загружении всего
При загружении половины
Далее получим усилия от действующих нагрузок путем умножения единичных нагрузок на значения узловых нагрузок Fi.
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от длительного действия снеговой нагрузки
Усилия от кратковременного действия снеговой нагрузки
Суммарное опасное кратковременное воздействие
Суммарное опасное длительное воздействие
Проектирование сечений элементов фермы
Нижний растянутый пояс.
Расчет прочности выполняем на суммарное опасное кратковременное усилие.
Определяем площадь сечения растянутой продольной напрягаемой арматуры класса К-1500 при s3 = 110:
Предварительно принимаем арматуру в виде 7 канатов 9 мм класса К-1500 с площадью
Аs3 = 357 см2. Принимаем сечение нижнего пояса bh = 2522 см.
Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Отношение модулей упругости арматуры и бетона:
– для канатов класса К-1400:
Величину предварительного напряжения арматуры примнимаем из условия
где Rsser = 1500 МПа. МПа
) От релаксации напряженной арматуры:
) От разности температур напрягаемой арматуры и нижних натяжных устройств при t = 65о С:
)Потери от деформаций стальной формы т.к. всю арматуру натягиваем одновременно.
) От деформации анкеров l = 2 мм:
где l – длина натягиваемого каната в мм.
Первые потери составят:
) От усадки бетона класса В40
) От ползучести бетона при:
=23-коэф.ползучести.Для бетона класса В30 и относительной влажности воздуха окружающей среды 40-75
При симметричном обжатии элемента напрягаемой арматурой
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры sp =09
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Поскольку Ncrc =33744 кН Nn = 3490 кН условие трещиностойкости сечения не выполняется.
Определим ширину раскрытия трещин от суммарного действия постоянной и полной снеговой нагрузки и сравним ее с допустимым значением:
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки:
Для центрально-растянутых преднапряжерных элементов
Полная ширина раскрытия трещин в элементе Н2 нижнего пояса фермы составит:
Поскольку условия по допустимой ширине раскрытия трещин выполнены принятое количество напрягаемой арматуры-7канатов диаметра 9класса К-1500 с см2 оставляем без изменения.
Верхний сжатый пояс.
Усилия в элементах верхнего пояса В1 В4 близки по величине поэтому все элементы верхнего пояса будем армировать одинаково из расчета на усилие в наиболее напряженном элементе В1 для которого N =4501кН в том числе от расчетных значений длительных нагрузок
Ориентировочное значение требуемой площади верхнего пояса:
Несколько в запас принимаем размеры сечения верхнего пояса bh = 2522 см с площадью
А = 550см2 > 2168 см2.
Случайный эксцентриситет:
Принимаем е0 = еа = 10 см.
Расчетная длина в обеих плоскостях l0 = 09320 = 288 см. Наибольшая гибкость элемента верхнего пояса
то есть необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
Поскольку количество арматуры не известнопринимеам в первом приближении
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
Далее вычисляем:-второй случай внецентренного сжатия случай ”малых” эксцентриситетов.
Т.к. арматура по расчету не требуется и в верхний пояс армируем конструктивноисходя из минимального процнета армирования .Тогда но не менее Принимаем с см2 хомуты принимаем и устанавливаем их с шагом 150ммчто не превышает и не более 500мм.
Растянутый раскос Р1.
В данном раскосе возникают усилия кН кН кН.
Для обеспечения прочности раскоса необходимая площадь продольной арматуры класса А400 составляет: см2
Предварительно принимаем 410 А400 с см2.Поскольку рассматриваемая ферма бетонируется целиком ширина всех элементов решетки принята b=28см.
Для растянутого раскоса фермы пролетом 18м bxh=25x16 см. Коэффициент армирования (для центрально растянутых элементов).
Ко всем элементам решетки предъявляются требования 3–й категории по трещиностойкости.
Усилие воспринимаемое сечением при образовании трещин:
Т.к. Ncrc>Nn расчет по раскрытию трещин не требуется.
Принимаем армирование раскоса в виде 410А400. Диаметр поперечной арматуры (из условия сварки с продольной) - 5B500 c шагом S=500мм что не превышает Smax=2.b=2.280=560мм и менее 600мм.
Усилия в элементе: кН кН
Ориентировочное значение площади сечения равно:
С учетом технологии изготовления фермы (бетонируется в горизонтальном положении целиком) примем размеры сечения раскоса bxh=25x20 см с площадью см2
Фактическая длина элемента равна 387 см. Расчетная длина при расчете в плоскости фермы (плоскость наибольшей гибкости для принятых размеров сечения раскоса) равна см.
Случайный начальный эксцентриситет см;
Значение то есть необходим учет влияния прогиба элемента на его прочность. Условная критическая сила:
где D – жесткость железобетонного элемента в предельной стадии
для тяжелого бетона;
Поскольку площадь сечения раскоса принята с большим запасом площадь арматуры назначим минимально возможной. В сжатых элементах продольную арматуру следует устанавливать в количестве не менее конструктивного минимума а в элементах решетки стропильных ферм кроме того не менее 410 A400. Примем именно эту арматуру 410 A400 с ; коэффициент армирования
Расстояние см. Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона (см. расчет верхнего пояса). Далее вычисляем
т.е. имеем 1–й случай внецентренного сжатия (случай больших эксцентриситетов).
Поскольку 0 и при определении Ncr задавались процентом армирования исходя из минимально допустимого диаметра перерасчет не производим.
Оставляем ранее принятую площадь арматуры что соответствует
0 A400. Хомуты 5 В500 устанавливаем с шагом 200 мм. что не превышает и не более 500 мм.
Расчет опорного узла фермы
Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [10]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели а опорная реакция
Необходимую длину зоны передачи напряжений для продольной рабочей арматуры 20мм класса А1000 находим по требованиям п.2.29[2]:
Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению АВС состоящему из участка АВ с наклоном под углом к горизонтали и участка ВС с наклоном к горизонтали.
Координаты точки В: y=176мм х=320+176=496мм.
Ряды напрягаемой арматуры считая снизу пересекают линию АВС при у равном для 1-го ряда у=60мм для 2-го ряда у=160 мм
Соответственно значения коэффициента (табл.24[2]) для рядов напрягаемой арматуры составят: для 1-го ряда ;для 2-го ряда .
Усилие воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении АВС:
Усилие которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях:
Требуемое количество арматуры заданного класса А-III будет равно
Принимаем 414 А-III(A400) [ ]
Ненапрягаемую арматуру располагаем в 2 ряда по высоте.
В соответствии с п.5.14[2] определяем требуемую длину анкеровки ненапрягаемой продольной арматуры в сжатом от опорной реакции бетоне. По табл.37[2]находим:
Окончательно принимаем
Коэффициент условия работы ненапрягаемой арматуры:
Усилие воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой составит:
принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия на заанкеривание.
Выполним расчет опорного узла на действие изгибающего момента исходя из возможности разрушения по наклонному сечению АВ1С1.В этом случае при вертикальных хомутах должно выполняться условие(2)[10]:
-усилие в хомутах на единицу длины.
Высоту сжатой зоны бетона определим по формуле:
способом последовательных приближений уточняя значения по положению линии АВ1С1 на каждой итерации. В первом приближении вычислим высоту сжатой зоны при из предыдущего расчета:
точка В1 будет иметь координаты: Однако остается тем же
Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ1С1 определяем требуемую интенсивность вертикальных хомутов. Поскольку
Поперечная арматура по расчету на воздействие изгибающего момента не требуется и устанавливается конструктивно. Принимаем вертикальные хомуты диаметром 6мм класса Вр-1 с рекомендуемым шагом s=100мм.
Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п.6.2[10]:
Принимаем 28 А-III []
Расчетом на прочность и устойчивость по нормативным документам а также конструированием по рекомендуемым требованиям были рассчитаны и сконструированы следующие конструкции железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания:
Крайняя сплошная колонна 400х380 в верхнем сечении и 400х700 в нижнем. Симметричное армирование стержнями d=12мм А300 и поперечной арматурой d=6мм А240 с шагом 200мм.
Фундамент под крайнюю колонну заглубленный на 165м. 2 ступени высотой 250мм в плане размерами 6х48м и 1.75х155м. Подколонник имеет коробчатое сечение 12х10м и 075х055м и высоту 1м. Армирование см. п. 5.
Стропильная ферма с верхним поясом 250х220мм нижним поясом 250х220мм раскосами 250х160мм и 250х200мм. Армирование см. п.6
Все конструкции вычерчены на 2-х листах А2 с изображением их внешнего вида армирования узлов сечений закладных деталей.
Байков В.Н. Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов.– 5-е изд. перераб. и доп. Байков В.Н. Сигалов Э.Е. – М.: Стройиздат 1991. – 767с.: ил.
Бондаренко В.М. Примеры расчета железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие В.М. Бондаренко В.И. Римшин. – М.: Высш.шк. 2006. – 504 с.: ил.
Бондаренко В.М. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для студентов вызов по спец «Пром. и гражд. стр-во». В.М. Бондаренко Д.Г. Суворкин – М.:Высш.шк. 1987 – 384 с.: ил.
Габрусенко В.В. Основы расчета железобетона в вопросах и ответах: Учеб. пособие В.В. Габрусенко. – М.: изд-во АСВ 202. – 104с.
Голышев А.Б. Проектирование железобетонных конструкций: Справоч. пособие А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др. – К.: Будiвельнк 1985. – 496с.
Леванов Н.М. Железобетонные конструкции. Учебник для вузов. Н.М.Леванов Д.Г. Суворкин. – М.: Высш.шк. 1965 – 875с.
Лысенко Е.Ф. Железобетонные конструкции. Примеры расчета. Учебное пособие. Е.Ф. Лысенко и др. – М.: Высш.шк. 1975 – 328с.
Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. Учеб. пособие для строит. техников по спец. «Пром. и гражд. стр-во». – М.: Стройиздат 1979. – 419с.: ил.
Методические указания по выполнению курсового проекта №2 на тему: «Проектирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами». под ред. Соколова Б.С. – Казанский Государственный Архитектурно-строительный Университет Казань 2007.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легкий бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИпромзданий НИИЖБ. – М. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ЦНИИпромзданий НИИЖБ. – М. 2005.
Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения). ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР ЦНИИпромзданий Госстроя СССР НИИЖБ Госстроя СССР. – М.: Стройиздат 1978. – 175с.
Серия 1.426.1-4. Балки подкрановые железобетонные пролетами 6 и 12 м под мостовые опорные краны общего назначения грузоподъемностью до 32т. Выпуск 1: Балки из бетона марок 400 и 500. Рабочие чертежи. Ленигр. Промстройпроект Госстроя СССР.
Серия 1.424.1-5 Колонны железобетонные прямоугольного сечения для одноэтажных производственных зданий высотой 84-144 м оборудованные мостовыми опорными кранами грузоподъемностью до 32 т. ЦНИИпромзданий НИИЖБ Промстройпроект УкрНИИпроектстальконструкция.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. – М.: ФГУП ЦПП 2006. – 44с.
СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – М. 2004.
СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. – М. 2004.
СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. – М. 2004.
Сперанский И.М. Примеры расчета железобетонных конструкций. Учеб. пособие для вузов по спец. «Пром. и гражд. стр-во». И.М. Сперанский С.Г. Сташевская С.В. Бондаренко. – М.: Высш.шк. 1989. – 176с.: ил.
Улицкий И.И. Железобетонные конструкции (расчет и конструирование). – 3е изд. И.И. Улицкий С.А. Ривкин М.В. Самолетов. – Киев: Будiвельник 1972. – 992с.: ил.