Расчет и конструирование железобетонных конструкций промышленного здания

колонна.docx

3. Проектирование колонны
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
1. Исходные данные для расчета
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=08 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=45 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=645 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице 2.3.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2. (1+9+11+15)
b1=1.1 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части определяется.
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400 .
изгибающий момент от длительной нагрузки;
ML =0+684·0296-167·0296+208·05=257 кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
Рис. 3.1. Линия влияния опорной реакции
-коэфф. линии влияния.
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=0383.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры.
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)=01036
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)=094
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице 38 [ 1 ] исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
83715127000S 20 S 2018=360 мм;
принимаем S = 300 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
28800635000342900635000dsw 6 мм; dsw 6 мм;
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 3.2. Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
где =08-005=075 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 4-4. N = 624 кН и М =-1673 кНм.
Расчетная высота колонны принимается l0=1674 м.
b1=1.1 так как в сечении 4-4 участвует нагрузка от крана.
ML =0-1298·0296-167·0296-208·05=-5376 кН
l=4454+2643·0269+0+0=5165 кН
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)= 624000 (14500 · 09 · 04 · 08)=0149
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)= (-1673 + 624· (075 – 005) 2) (14500 · 09 · 04 · 082)=0153
Из условия устойчивости принимаем 2 20 А400 с = As=Asс 0000628 м2
83715127000S 20 S 2020=300 мм;
52930635000342900635000dsw 6 мм; dsw 6 мм;
принимаем dsw = 6мм из стали В500
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура
Asк=Asк`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 3.3. Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=2797 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2(1+8+10)
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=1600.27кН определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=691.1+521.31·05+691.1·0267=1135.6 кН
Ml =-340 ·0011=3.74 кН
т.к. е еmin то принимаем е=0178 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой.
Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны определяется по формуле
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
0 А400 с As=Asс =1232cм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
- ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С4 принимается по конструктивным требованиям 28 А400 .
Так как в стойках действуют сжимающие усилия то поперечная арматура в узлах устанавливается по конструктивным требованиям ( 5 Вр-I). Армирование промежуточного узла по нижнему поясу показано на рис.13.

Киселёв ЖБиКК КП2.dwg

Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Сетки арматурные С 1
Каркасы пространственные КП 1а
Изделия закладные МН 1
Каркасы плоскии КР 3
Маркировочная схема М1:200
055023-270102-07104-ЖБК-КП2-2011
Фундамент ФМ 6.1.5 М1:50
рискиnразбивочных nосей
Решётчатая двухскатная балка Б2 nМ1:25
Утеплитель- минеральные ваты прошивные
-х слойный рулонный ковер из линокрома
Пароизаляция- рубероид 1сл
Жб ребристая плита покрытия
перевязать проволкой
План на отметке 0000nразрезы колонна К8
Одноэтажное производственное здание с n мостовымикранами в г. Барнаул
Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной сварки nпо ГОСТ 14098-91;n2.Данный лист смотреть с листом 2 и 3
Каркасы плоские КР 1
Каркасы пространственные КП 1
Натяжение стержней поз.17 выполнить механическим способомна упоры формы. Усилие натяжения 1-го стержня принять равным 123кН. Отпуск арматуры с упоров произвести при наборе бетоном прочности не менее 21 МПа. Соедениние стержней с пластинами в закладных деталях М1 М2 М3 М4 М6 выполнять дуговой механизированной сваркой под слоем флюса. Правку прямых отогнутых стержней к уголкам внахлёстку в закладном изделии М4 произвести контактной рельефной точечной или ручной сваркой.
Фундамент монолитный ФМ 6.1.5
Под подошвой фундамента по уплотнённому грунту устроить подготовку n толщиной 150 мм из бетона класса В75.n2. Бетонирование колонны в фундаменте производится бетоном класса В25 послеn монтажа фиксации с помощью клиновых вкладышей и выверки.n3. Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной n сварки по ГОСТ 14098-85.
Одноэтажное производственное здание nс мостовымикранами в г. Барнаул
Кафедра Ск ИСФn группа ПГС-54

а1 лист 2.dwg

Спецификация на железобетонную балку
К1400 ГОСТ 13840-68 l=11950
В500 ГОСТ 6727-80 l=5750
В500 ГОСТ 6727-80 l=5800
В500 ГОСТ 6727-80 l=2750
B500 ГОСТ 6727-80 l=1260
А400 ГОСТ 5781-82* l=6185
В 500 ГОСТ 6727-80 l=3650
В 500 ГОСТ 6727-80 l=325
В500 ГОСТ 6727-80 l=470
В500 ГОСТ 6727-80 l=1450
B500 ГОСТ 6727-80 l=440
В500 ГОСТ 6727-80 l=155
А240 ГОСТ 5781-82* l=1780
А400 ГОСТ 5781-82* l=250
А400 ГОСТ 5781-82* l=140
А400 ГОСТ 5781-82* l=750
-170х8 ГОСТ 103-76* l=170
-240х8 ГОСТ 19904-74 l=380
А400 ГОСТ 5781-82* l=150
-140х8 ГОСТ 103-76* l=190
Данный лист смотреть совмествно с листами 1 2.
x50x5 ГОСТ 8510-72 l=240
Производственный корпус
Стропильная балка Б2
Одноэтажное промышленное здание с мостовыми кранами в г.Барнауле
Кафедра СК гр. ПГС-54
11-ИГАСУ-ИСФ-270102-07074-КП

к записке.dwg

Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Сетки арматурные С 1
Каркасы пространственные КП 1а
Изделия закладные МН 1
Каркасы плоскии КР 3

Алексеев ПЗ.doc

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное учреждение
высшего профессионального образования
«Ивановский государственный архитектурно-строительный университет»
Направление: 653500 Строительство
Специальность: 270102 Промышленное и гражданское строительство
Факультет: Инженерно-строительный
Кафедра: Строительные конструкции
РАСЧЕТНО-ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
к курсовому проекту по дисциплине
«Конструкции из дерева и пластмасс» на тему:
«Одноэтажное производственное здание с
деревянным каркасом в г. Краснодаре»
Руководитель: д.т.н.
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ 4
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ 5
1. Выбор несущих и ограждающих конструкций 5
1.1. Поперечная рама 5
1.4. Стеновое ограждение 5
2. Обеспечение пространственной жесткости здания 6
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОГРАЖДАЮЩИХ КОНСТРУКЦИЙ КРОВЛИ 9
1. Расчет и конструирование двойного перекрестного настила 9
2. Расчет и конструирование прогонов 11
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ 13
1. Определение геометрических размеров фермы 13
2. Сбор нагрузок на ферму 13
3. Статический расчет фермы 14
4. Подбор сечения элементов фермы 15
4.1. Верхний пояс 15
5. Расчет и конструирование узлов фермы 18
5.1. Коньковый узел 18
5.2. Промежуточный узел верхнего пояса 19
5.3. Промежуточный узел нижнего пояса 20
5.4. Карнизный узел 21
РАСЧЕТ И КОНСТРИРОВАНИЕ КОЛОННЫ СОСТАВНОГО СЕЧЕНИЯ 23
1. Определение нагрузок на колонну 23
2. Статический расчет колонны 24
3. Конструктивный расчет колонны 24
4. Расчет прикрепления колонны к фундаменту 26
5. Расчет стыка фермы с колонной 27
МЕРОПРИЯТИЯ ПО ЗАЩИТЕ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ 29
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 31
Исходные данные для проектирования.
Исходные данные по шифру 174 приведены ниже:
Схема несущих конструкций – двухшарнирная рама промышленного здания.
цельного сечения. Ригель – трапециевидная ферма из бревен или
Пролет ригеля – L = 19 м;
Высота стоек – H = 8 м;
Шаг несущих конструкций – B = 35 м; Полная длина здания равна 11В
Район строительства – г. Краснодар.
Расчетная снеговая нагрузка – Sg = 12 кПа (120 кгсм 2);
Нормативная нагрузка от ветрового давления – W0 = 048 кПа (48
Тепловой режим здания – неотапливаемый;
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ЗДАНИЯ.
1. Выбор несущих и ограждающих конструкций.
1.1. Поперечная рама.
Согласно исходным данным поперечная рама двухшарнирная пролетом 19
метров стойка цельного сечения высотой 8 метров ригель – трапециевидная
ферма. Стойки жестко защемлены в фундаменте и шарнирно соединены со
стропильной фермой. Помимо стоек и ригелей в конструкцию поперечной рамы
также входят прогоны настилы вертикальные и горизонтальные связи
элементы продольного и торцевого стеновых ограждений. Конструкция каркаса
предназначена для восприятия вертикальных и горизонтальных нагрузок
действующих на здание и передачи их на фундамент.
Торец здания выполняется при помощи самостоятельных стоек (брус 200х200
мм) и ригелей (доски 200х50 мм) которые воспринимают временную ветровую
нагрузку и постоянную нагрузку от собственного веса конструктивных
элементов и стенового ограждения. Торцевые стойки передают нагрузку от
ветра на горизонтальные связи. Конструкция торцевого фахверка представляет
собой жесткую неизменяемую систему в своей плоскости.
Согласно исходным данным здание является неотапливаемым поэтому
принимаем конструкцию покрытия состоящую из прогонов рабочего и защитного
настилов (двойной перекрестный настил) и кровельного материала (два слоя
линокрома). Так как уклон верхнего пояса стропильной фермы i=1:10 то
принимаем в качестве кровельного материала два слоя линокрома.
1.4. Стеновое ограждение.
В качестве стенового ограждения принимаем стеновые панели заводского
изготовления (сэндвич панели). В продольных стенах в качестве стеновых
панелей применяются деревянные сэндвич панели с размерами 880х3980 мм и
80х3980 мм марки Ruuki S3 являющиеся огнестойкими панели стандартного
монтажа для внешних стен. В торцевой части здания применены также
деревянные сэндвич панели марок ПС1 (1480х6480 мм) ПС2 (1180х6480 мм) ПС3
(1780х6480 мм) а также доборные панели марок ПС4 (1480х980) ПС5
(1180х980) ПС6 (680x6480) и ПС7 (980x5980). Схема раскладки стеновых
панелей в торцах здания приведена на рисунке 1.
Рисунок 1. Схема раскладки стеновых панелей в торце здания.
2. Обеспечение пространственной жесткости здания.
В поперечном направлении жесткость здания обеспечивается поперечными
двухшарнирными рамами. Колонны соединены с фундаментами жестко а со
стропильной фермой шарнирно.
В продольном направлении жесткость здания обеспечивается:
Наличием горизонтальных связей (ГС-1 ГС-2 ГС-3 ГС-4) в крайних
пролетах здания и по его длине соответственно (воспринимают ветровую
нагрузку действующую на торцевую часть здания см. маркировочную схему на
Наличием вертикальных связей ВС-1 ВС-2. Они связывают между собой
фермы попарно и служат также для удержания конструкций в вертикальном
положении в период монтажа и в процессе последующей эксплуатации здания.
Вертикальные связи устанавливают в плоскости стоек ферм.
Наличием вертикальных связей ВС-3 ВС-4 между стойками в плоскости
продольных стен. Их устанавливают для восприятия давления ветра на торцевые
стены и обеспечения общей жесткости каркаса.
Наличием двойного перекрестного настила образующего жесткую в
плоскости крыши пластину соединенную с прогонами. Креплением прогонов к
верхнему поясу фермы обеспечивается неизменяемость положения стропильных
ферм в пространстве и устойчивость элементов верхнего пояса.
Наличием обвязочного бруса соединяющего соседние в ряду колонны.
Схема каркаса и расстановки связей приведена на рисунке 3
Рисунок 3. Продольный и поперечный разрезы здания.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОГРАЖДАЮЩИХ КОНСТРУКЦИЙ КРОВЛИ.
1. Расчет и конструирование двойного перекрестного настила.
- Район строительства – г. Краснодар;
- Тепловой режим здания – неотапливаемый;
Толщину защитного настила принимаем равной 16 мм рабочего – 32 мм.
Рабочий настил выполнен из досок шириной 100 мм с зазором 100 мм. Шаг
Определяем число досок в полосе расчетной ширины 1 метр:
Число сосредоточенных грузов на расчетной ширине:
Рисунок 4. Сечение рабочего и защитного настилов.
Определим нормативную и расчетную нагрузки от веса кровельного покрытия
в табличной форме (табл. 1).
Определение нормативной и расчетной нагрузок
Наименование Нормативная Коэффициент Расчетная
нагрузка надежности по нагрузка
Гидроизоляция из 2 слоев линокрома 009 12 0108
Защитный настил из досок 1 = 16 мм008 11 0088
Рабочий настил из досок 2 = 32 мм 008 11 0088
ИТОГО: qн = 025 - q = 0284
Расчетное значение снеговой нагрузки:
Нагрузка от людей с инструментом:
P = 100122 = 240 кгс
А) Расчет на прочность (на собственный вес и снеговую нагрузки):
Определим расчетную погонную нагрузку от действия собственного веса
g = Sgcos2α + qcosα = 120+284 = 1484 кгсм
Так как cosα = 0995 то примем cosα = 1.
Максимальный изгибающий момент равен:
M = gl 28 = 1484155 28 = 4456 кгсcм
W = bh 26 = 1032 256 = 8533 cм 3
Прочность проверяем по формуле:
= MW = 44568533 = 5223 кгссм 2 130 кгссм 2
Условие выполняется. Недонапряжение будет:
= (130-5223)100130 = 598 %
Б) ) Расчет на прочность (на собственный вес и вес людей с
M = 007ql2+021Pl = 007284155 2+021240155 = 8290 кгсcм
= MW = 82908533 = 9714 кгссм 2 130 кгссм 2
=(130-10046)100130 = 253 %
В) Расчет на прогиб (на нормативное значение собственного веса и
qнорм. = 25+07120 = 109 кгсм
У = bh312 = 1032 312 = 13653 см 4
fl = 213qнорм.l3(384EУ) = 213109160 3(38410000013653) =
Условие выполняется т.к. фактический прогиб меньше нормативного.
Запас по прочности составляет 253 % что свидетельствует о неэкономном
расходе пиломатериалов. Поэтому примем в качестве рабочего настила доски
толщиной 25 мм тем самым уменьшив величину его поперечного сечения.
g = Sgcos2α + qcosα = 120+26475 = 146475 кгсм
где q = 0108+0088+110625 = 26475 кгсм;
M = gl 28 = 146475155 28 = 4399 кгсcм
W = bh 26 = 1025 256 = 5208 cм 3
= MW = 43995208 = 8447 кгссм 2 130 кгссм 2
=(130-8447)100130 = 35 %
M = 007ql2+021Pl = 00726475155 2+021240155 = 8257 кгсcм
= MW = 82575208 = 15855 кгссм 2 > 130 кгссм 2
Условие прочности не выполняется. Поэтому доски толщиной 25 мм в
качестве рабочего настила использовать нельзя.
Окончательно принимаем:
- защитный настил из досок = 16 мм;
- рабочий настил из досок = 32 мм;
2. Расчет и конструирование прогонов.
Прогоны проектируем из двух рядов досок сечением 50х125 каждая и трех
досок крайних пролетов. Шаг ферм B = 35 метра. Стыки досок расположены на
расстоянии lст = 02В = 08 м и соединены гвоздями диаметром 4 мм длиной
хгв = lст - 01 = 08-01 = 07 м
Нормативная нагрузка на прогон составит:
qнорм = (25+07120)155+20050125500 = 1752 кгсм
Расчетная нагрузка на прогон:
q = (284+120)155+2005012550011 = 2369 кгсм
Максимальный изгибающий момент:
M = qB212 = 2369350212 = 31586 кгсcм
Поперечная сила в стыке:
Q = M(2хгв ) = 31586(270) = 22561 кгс
Проверка прочности досок:
- Момент сопротивления:
W = bh26 = 2005012526 = 26042 см 3
- Напряжение изгиба:
= MW = 3158626042 = 1213 кгссм 2 130 кгссм 2
=(130-12509)100130 = 67 %
Проверка прочности стыка гвоздей:
- расчетная длина защемления 1 гвоздя в доске:
ар = b-15d = 5-1504 = 44 см
- несущая способность 1 гвоздя из условия его изгиба:
Ти = 250d 2+ap2 = 250042+442 = 5936 кгс 400d2 = 64 кгс
- прочность на смятие древесины окологвоздевого гнезда:
Тс = 35bd = 35504 = 70 кгс
В дальнейшем расчете принимаем меньшее значение при котором может
произойти разрушение гвоздевого соединения т.е. Ти = 5936 кгс. Требуемое
nтр = QТи = 232685936 = 392 шт.
Принимаем 4 гвоздя. Расстановку гвоздей по высоте поперечного сечения
производим в следующей последовательности:
- расстояние от оси забивки гвоздей до стыка должно быть не менее 15d
= 60 мм. Принимаем S1 = 100 мм.
- расстояния S2 и S3 должны быть не менее 4d = 16 мм. Для nтр = 4 шт.
S2 = S3 = h( nтр + 1) = 125(4+1) = 25 мм
Выполняем проверку изгиба:
- момент инерции сечения из трех досок в крайних пролетах:
У = bh 312 = 30050125 312 = 244141 см4
- относительный прогиб в крайних пролетах:
fB = 25qнорм.B 3(384EУ) = 251752350 3(384100000244141) =
- момент инерции сечения из двух досок в средних пролетах:
У = bh 312 =20050125 312 = 162761 см 4
- относительный прогиб в средних пролетах:
fB = qнорм.B 3(384EУ) = 1752350 3(384100000162761) = 1557
Прогон имеет необходимую прочность его прогибы не превышают допустимых
величин. Окончательно принимаем:
- в средних пролетах – 2 доски сечением 50х125 мм каждая;
- в крайних пролетах – 3 доски сечением 50х125 мм каждая;
- соединение досок – на гвоздях диаметром 4 мм и длиной 100 мм.
Рисунок 5. Неразрезной прогон.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ.
1. Определение геометрических размеров фермы.
- пролет – L = 19 м;
- кровля неутепленная по прогонам;
Расчетная высота фермы в коньке:
Все оставшиеся геометрические размеры найдены графическими методами с
точностью до 00001 мм. Расчетная и геометрическая схема фермы приведена на
Рисунок 6. Расчетная и геометрическая схема фермы.
а – геометрическая б – расчетная.
Для придания строительного подъема ферме опорные узлы опускаем на 150
2. Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка от веса кровельного покрытия рассчитана в таблице
qн = 25 кгсм 2 q = 284 кгсм 2
Нагрузка от собственного веса фермы будет:
qф = 11(qн+ S нg )(1000ксвL) - 1) = 11(25+84)(1000(3219)-1)
Нормативная снеговая нагрузка для г. Краснодара (I снеговой район):
S нg = 07120 = 84 кгсм 2
Расчетная снеговая нагрузка для г. Краснодара (I снеговой район):
Нагрузки в узлах В Г В':
- от собственного веса:
G = (q + qф)BL4 = (284+776)351864 = 67258 кгсм 2
S = SgBL4 = 120351864 = 2232 кгсм 2
В узлах Б и Б' соответственно S2 = 1116 кгсм 2 и G2 = 33629 кгсм 2
3. Статический расчет фермы.
Статический расчет фермы производим в соответствии с правилами
строительной механики. В данном случае применяется метод вырезания узлов.
Загружаем ферму единичной силой F=1 в ее узлах. Причем в карнизные узлы
стропильной фермы прикладываем силу равную 12 = 05. Расчетная схема
фермы для статического расчета приведена на рисунке 7.
Рисунок 7. Расчетная схема фермы.
Последовательность расчета следующая:
Находим опорные реакции:
ΣM1 = -1465-193-11395-05186-Ra’186 = 0;
ΣM1 ’ = 1465+193+11395+05186+Ra186 = 0;
Находим неизвестные усилия в элементах фермы методом вырезания
узлов проецируя при этом усилия на вертикальную (ось y) и горизонтальную
Продольная сила в стержне 1-2 N1-2 = Ra = - 2;
Продольная сила в стержне 1-4 N1-4 = 0;
ΣFy = -1+U1sin 26+ D1sin 35 = 0 => D1 = (1-282sin 26)sin 35 =
ΣFx = U2 + D1cos 35 - U1cos 26 = 0 => U2 = 282cos 26+041cos 35 =
Расчетные усилия в стержнях фермы находим путем умножения единичных
усилий в элементах фермы на величину внешней нагрузки. Данные расчета
приведены в таблице 2.
Элементы ОбозначУсилия
от единичной нагрузки от постоянной G=67258 от снеговой S = 2232
расчетные Обозначение усилий слева справа полной 1 2
4 5 6 7 8 9 10 11 Верхний пояс БВ -254 -170835 -377208
-18972 -566928 -737763 O1 ВГ -254 -170835 -377208 -
972 -566928 -737763 O2 Нижний
пояс БД 282 1896676 419616 209808 629424 819092 U1 ДД ’
8 193703 321408 321408 642816 836519 U2 Раскос ДГ +031
(полн.) -275758 69192 -160704 -91512 -18828
+41616 D1 Стойка ВД -1 -67258 -2232 0 -2232 -290458 V1
Опорные реакции - -2 -134516 -3348 -1116 -4464 580916 Ra -
-2 -134516 -1116 -3348 -4464 580916 Ra ’
4. Подбор сечения элементов фермы.
Рассчитываем как сжато-изгибаемый стержень на продольное усилие О1 =
= -737763 кгс и местную поперечную нагрузку:
gп = (q+Sg+23qф )B = (284+120+23776) 35 = 6143 кгсм
Расчетный изгибающий момент в панели верхнего пояса принимаем:
Мg = gпlп28 = 6143477428 = 175006 кгсм
В первом приближении задаемся шириной и высотой сечения:
b = 100 мм; h = 297 мм (7 досок толщиной 33 мм после острожки);
Геометрические характеристики:
- площадь поперечного сечения:
Fбр = bh = 10297 = 297 см 2
- момент сопротивления:
W = (10297 2)6 = 147015 см 3
- расчетная гибкость:
λ = 4673(0289297) = 5444
Высота площадки смятия будет:
hсм = 05h = 05297 = 1485 см
Тогда конструктивно эксцентриситет продольных сил равен:
екон = (h- hсм )2 = (297-1485)2 = 7425 см
Найдем минимальную высоту площадок смятия торцов элементов:
hсм мин = 01 (bRсм ) = 737763(10126) = 586 см hсм = 1485 см
Оптимальный эксцентриситет получим приравняв напряжения в поясе по
середине панели и по краям из формулы:
еопт = Mg (01 (+1)) = 175006(737763(079+1)) = 131 см
где = 1- λ201 (3100RcFбр ) = 1-53632904959(3100130297) =
Окончательно принимаем е = 9 см и высоту площадок смятия с учетом
подрезки в узлах на глубину 04 см:
hсм = 297-(29+04) = 113 см
Проверяем принятое сечение верхнего пояса в середине крайней панели при
полном загружении снеговой нагрузкой:
Мрасч = Mg-O1 e = 175006-7377639 = 108608 кгсcм
= 737763297-108608(082115147015) = 10344 кгссм 2 130
Ввиду запаса прочности проверку на одностороннее загружение снегом не
Недонапряжение будет:
=(130-10344)100130 = 20 %
Рисунок 8. Поперечное сечение верхнего пояса.
Расчетное усилие в нижнем поясе U2 = 836519 кгс. Требуемая площадь
поперечного сечения металлического пояса:
Fтр = U2 Ry = 8365192350 = 356 см 2
Принимаем сечение нижнего пояса из двух уголков 45x4 мм по ГОСТ 8509-93
(сталь марки С235 по ГОСТ 27772-88 с Ry = 2350 кгс см 2) с общей площадью
6 см 2. Проверка прочности производится по формуле:
= U2 Fсеч = 836519696 = 1202 МПа 230 МПа
Условие выполняется поэтому принимаем сечение нижнего пояса из двух
уголков 45x4 мм по ГОСТ 8509-93.
Рисунок 9. Поперечное сечение нижнего пояса.
Расчетное усилие сжатия в стойке V1 = -290458 кгс расчетная длина lст
= 2735 м. Задаемся расчетной гибкостью λ = 120 [150] при которой высота
сечения стойки будет:
h = lст(0289λ) = 2725(0289120) = 789 см
Принимаем стойки из трех досок толщиной 26 мм (32 мм до острожки с
минимальным допуском на острожку 6 мм) и шириной 100 мм. Проверяем сечение
х100мм. Фактическая гибкость будет:
λ = 2735(028978) = 12133
Коэффициент продольного изгиба при λ > 75:
φ= 3100 λ2 = 310012133 2 = 02106
Проверку прочности производим по формуле:
= V1 (φFсеч ) = 296708(021067810) = 11789 кгссм 2 130
Условие выполняется следовательно прочность принятого сечения
=(130-11955)100130 = 13 %
Рисунок 10. Поперечное сечение стойки.
Расчетное усилие в раскосе D1 = 18828 кгс расчетная длина lр = 5645
м. Задаемся расчетной гибкостью λ = 140 [150] при которой высота сечения
h = lр (0289λ) = 5727(0289140) = 1395 см
Принимаем стойки из четырех досок толщиной 33 мм (40 мм до острожки) и
шириной 100 мм. Проверяем сечение 132х100 мм. Фактическая гибкость будет:
λ = 5645(0289132) = 14798
φ= 3100 λ2 = 310014798 2 = 01416
= D1 (φFсеч) = 115716(0137613210) = 10075 кгссм 2 130
=(130-10075)100130 = 225 %
Как видно раскосы значительно недонапряжены и требуется уменьшить их
сечение. Однако сделать этого нельзя т.к. это приведет к увеличению
гибкости предельное значение которой ограничено величиной 150.
Рисунок 11. Поперечное сечение раскоса
5. Расчет и конструирование узлов фермы.
5.1. Коньковый узел.
Отдельные полуфермы соединяются между собой парными деревянными
накладками сечением 99х100 мм на болтах диаметром 12 мм и металлическим
фланцами на болтах диаметром 12 мм. Необходимый эксцентриситет
обеспечивается прорезью 154 мм.
Сжимающее усилие в раскосе D1 = -18828 кгс передается парными
накладками из швеллеров №8 на фланцы через швы на торцах швеллеров.
Швы воспринимают усилия:
D1 sin 35 = 107993 кгс
D1 cos 35 = 15423 кгс
Напряжения в швах высотой hш = 2 мм и общей длиной в одном швеллере lш
= 74+2355 = = 145 см проверяем по формулам:
= 107993(20850702145) = 31293 кгссм 2
= 15423(20850702145) = 44691 кгссм 2
Суммарные напряжения будут:
= (12 + 22) 05 = (17741 2 + 284542 ) 05 = 54558 кгссм 2
Сжимающее усилие от раскоса на швеллеры передается через распорку из
Проверяем сварные швы прикрепляющие распорку к швеллерам длиной
= D1 (mFш ) = 18828(085070229) = 54558 кгссм 2 1500
Растягивающее усилие воспринимается двумя болтами диаметром 12 мм.
При одностороннем загружении фермы снегом в узле появляется поперечная
сила Q = S2 = 1116 кгсм 2. Это усилие вызывает срез четырех болтов d=12
мм. Напряжение среза в болтах:
= 4Q(4314d 2) = 1116(31412 2) = 24682 кгссм 2 1500 кгссм
Условие выполняется.
Коньковый узел представлен на рисунке 12.
Рисунок 12. Коньковый узел.
5.2. Промежуточный узел верхнего пояса.
Расчетные усилия 01 = 02 = -737763 кгс V1 = 290458 кгс. Усилия от
одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором через
площадки смятия hсм = 124 см. Глубина прорези для создания эксцентриситета
е = 9 см равна 2е = 18 см. Стык перекрывается с двух сторон накладками
сечением 132х125 мм на болтах d = 12 мм.
Усилия от стойки передаются на верхний пояс через площадку смятия под
торцом стойки. Расчетное сопротивление древесины ели местному смятию
поперек волокон находим по формуле:
Rсм90 = Rс90 (1+8(lсм+12)) = 18(1+8(132+12)) = 28 кгссм 2
Тогда требуемая площадь смятия:
Fсм.тр = V1 Rсм90 = 29045828 = 1037 см 2 > Fстойки = 117 см 2
Условие выполняется поэтому проектируем подбалку из древесины ели.
Длина подбалки определяется из условия смятия древесины элементов верхнего
пояса поперек волокон в опорных сечениях:
lб = V1 (bRсм90 ) = 290458(1528) = 692 см
Принимаем длину подбалки из условия постановки с каждой стороны пары
lб = 410d = 24 см > 692 см
Толщину подбалки находим из условия изгиба от нагрузки:
gб = V1 b = 29045815 = 19364 кгссм
Изгибающий момент консоли:
Mб = 05gб (lб 2) 2 = 0519364(242) 2 = 1394208 кгссм
Требуемая толщина подбалки будет:
hб.тр = (6Mб (bRи )) 05 = (61394208(15130)) 05 = 655 см
Принимаем толщину подбалки hб = 75 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса представлен на рисунке 13.
[pic]Рисунок 13. Промежуточный узел верхнего пояса.
5.3. Промежуточный узел нижнего пояса.
Расчетные усилия: U1 = +819092 кгс U2 = +836519 кгс D1 = -18828
кгс и +41616 кгс V1 = -290458 кгс.
Усилие сжатия от раскоса D1 = -18828 кгс передается на металлические
диафрагмы узла. Давление на вертикальную диафрагму будет:
g2 = D1 cos 34 (1515) = 156091225 = 694 кгссм 2
Изгибающий момент в диафрагме как пластинке опертой по трем сторонам
при 1515 = 1 и α = 01 получим:
М2 = 0169415 2 = 15615 кгссм
Требуемая толщина вертикальной диафрагмы:
тр = (6M2 (Ry )) 05 = (615615(2100)) 05 = 067 см
Принимаем толщину вертикальной диафрагмы равной 10 мм.
Растягивающее усилие от раскоса D1 = +41616 кгс передается через два
болта d = 10 мм несущая способность которых:
- из условия изгиба:
Ти = 22250d 2 = 1000 кгс > D1 = +41616 кгс
Тс = 2314d 2Rср 4 = 23141 213004 = 2041 кгс > D1 = +41616
- из условия смятия:
Тсм = 208dRсм = = 20813200 = 5120 кгс > D1 = +41616 кгс
- из условия смятия древесины:
Т = 2250db =2250110 = 2000 кгс > D1 = +41616 кгс
Горизонтальную диафрагму рассчитываем на давление от стойки:
g1 = V1 Fстойки = 290458117 = 2483 кгссм 2
Рассчитываем участок опертый по трем сторонам. При соотношении сторон
15 = 052 коэффициент α = 0061 тогда:
М1 = 0061248315 2 = 34079 кгссм
Требуемая толщина листа будет:
тр = (6M1 (Ry )) 05 = (634079(2100)) 05 = 0987 см
Принимаем лист толщиной 10 мм. Вертикальное ребро поддерживающее
горизонтальную диафрагму рассчитываем как балку на двух опорах
нагруженную сосредоточенной силой V1 . Принимаем толщину ребра 10 мм тогда
его требуемая высота будет:
bтр = (6V1 b (4р Ry )) 05 = (629045815(4102100)) 05 =
Принимаем высоту ребра равной 40 мм.
Промежуточный узел нижнего пояса показан на рисунке 14.
Рисунок 14. Промежуточный узел нижнего пояса.
5.4. Карнизный узел.
Торцевой швеллер подбираем по изгибу от равномерно распределенной
g = 01 b = 737763150 = 49184 кгссм
Изгибающий момент будет:
M = gb 28 = 4918415 28 = 13833 кгссм
Определим требуемый момент сопротивления:
Wтр = MRy = 138332100 = 659 см 3
Принимаем швеллер №14П с Wy = 129 см 3. Для сохранения высоты площадки
смятия hсм = = 124 см навариваем на стенку швеллера лист высотой 124
см и шириной 15 см.укреплен вертикальным ребром жесткости с размерами
х60 мм. Толщину стенки принимаем конструктивно т.к. усилия в узле
относительно небольшие: бст = 10 мм.
Горизонтальный лист проверяем на изгиб от опорного давления стойки
принятой сечением 176х150 мм. Реактивное давление на лист:
g1 = Ra (bh) = 580916(17615) = 22 кгссм 2
Давление верхнего пояса на лист будет:
g2 = glп (30b) = 491844673(3015) = 511 кгссм 2
Расчетное давление на правый участок листа:
gл = g1 - g2 = 22-511 = 1689 кгссм 2
Изгибающий момент в плите опертой на три канта с отношением сторон
7 = 064 в полосе шириной 1 метр будет:
Mл = αgл b 2 = 0085168915 2 = 32302 кгссм
бтр = (6Mл Ry ) 05 = (6323022100) 05 = 094 см
Принимаем горизонтальный лист толщиной бл = 10 мм.
Карнизный узел изображен на рисунке 15.
[pic]Рисунок 15. Карнизный узел.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ СОСТАВНОГО СЕЧЕНИЯ.
1. Определение нагрузок на колонну.
Расчетная схема колонны приведена на рисунке 16.
Рисунок 16. Расчетная схема колонны.
а – левой с наветренной стороны; б – правой с подветренной стороны.
Постоянная вертикальная нагрузка от ригеля включая вес колонны будет:
Nп = (q+qф )BL2 + Hbh500 = (284+776)35192+8025075500 =
где q – постоянная нагрузка на колонну от покрытия кгсм 2 (табл. 1);
= 776 кгсм 2 – постоянная нагрузка от собственного веса стропильной
Временная (снеговая) нагрузка определяется по формуле:
Nc = SgBL2 = 12035192 = 4560 кгс
Нормативное значение ветровой нагрузки для г. Краснодара (IV ветровой
район) w0 = 48 кгсм 2. Определим коэффициент k
учитывающий изменение ветрового давления по высоте. При высоте фермы на
опоре h1 = 227 м полная высота поперечной рамы составляет:
Нр = H+h1 = 8+227 = 1027 м
По интерполяции находим:
- k1 = 075 (на высоте 5 метров);
- k2 = 09 (на высоте 8 метров);
- k3 = 102 (на высоте 1027 метра);
Интенсивность ветровой нагрузки c наветренной стороны на высоте Н1 = 5
q1 = w0k1cBγf = 48075083514 = 16128 кгсм
То же на высоте Н = 8 м:
q2 = w0k2cBγf = 4809083514 = 19354 кгсм
Сосредоточенную ветровую нагрузку W1 на уровне низа стропильной фермы
определим по формуле:
W1 = w0(k2+k3 )2ch1Bγf = 48(09+102)208243514 = 49545
Так как HL = 819 = 042 05 то значение аэродинамического
коэффициента с подветренной стороны рамы будет равно ce3 = -05.
Тогда с подветренной стороны интенсивность ветровой нагрузки на высоте
Н = 5 м будет равна:
q1' = w0k1ce3Bγf = 48075053514 = 1008 кгсм
q2' = w0k2ce3Bγf = 4809053514 = 12096 кгсм
Сосредоточенная ветровая нагрузка с подветренной стороны на уровне низа
W2 = w0(k2+k3 )2ce3h1Bγf = 48(09+102)205243514 =
Найдем эквивалентную равномерно распределенную нагрузку qэкв с
наветренной стороны и q'экв с подветренной стороны:
qэкв = q1 + q = 10656q1 =1065616128 = 17186 кгсм
q'экв = q'1 + q' = 10656q'1 =1065616128 = 10741 кгсм
Неизвестное усилие в ригеле рамы определяем по формуле:
х = 316H(qэкв- q'экв )+(W1-W2 )2 = 3168(17186-10741)+(49545-
2. Статический расчет колонны.
Усилия в правой колонне с подветренной стороны не определяем т.к. они
всегда меньше чем в левой.
Изгибающий момент у основания левой колонны будет:
Мо = (W1-x)H + q1 H 22 = (49545-18957) 8 + 161288 22 = 760803
Поперечная сила у основания левой колонны будет:
Q = W1-x+q1 H = 49565-18957-161288 = 15961 кгс
Продольная сжимающая нагрузка:
Nо = Nп + Nс = 212415+4560 = 668415 кгс
С учетом коэффициента сочетания = 09 для двух временных нагрузок
(снеговой и ветровой) расчетные значение изгибающего момента и сжимающей
М = M0 = 09760803 = 684723 кгсм
N = Nп + Nc = 212415+09 4560 = 622815 кгс
3. Конструктивный расчет колонны.
Принимаем колонну прямоугольного постоянного по высоте сечения из 16
слоев досок толщиной 33 мм после острожки (из досок толщиной 40 мм) и
шириной 142 мм (из досок шириной 150 мм). Поперечное сечение колонны
представлено на рисунке 17.
Площадь поперечного сечения брутто будет:
Fбр = bh = 142528 = 74976 см 2
Расчет выполняем в плоскости изгиба колонны т.е. относительно
продольной оси y-y (рис. 17).
Уy = bh 312 = 142528 312 = 17418424 см 4
Рисунок 17. Поперечное сечение колонны.
Статический момент сопротивления:
Sбр = bh 28 = 142528 28 = 494842 см 3
Момент сопротивления:
Wy = bh 26 = 142528 26 = 659789 см 3
Расчетная длина колонны:
l0 = H0 = 80022 = 1760 см
где 0 – коэффициент приведения длины колонны принимаемый равным 22.
Определяем гибкость всей колонны в плоскости изгиба:
λу = lo (0289h) = 1760(0289528) = 11534 λпр = 120
Так как гибкость λ = 11534 >70 то коэффициент продольного изгиба
φ = 300011534 2 = 0226
Коэффициент учитывающий дополнительный изгибающий момент от продольной
силы вследствие прогиба элемента определим по формуле:
= 1 - N( φRcFбрmн ) = 1-622815(02261507497612) = 079
где mн – коэффициент условий работы при действии ветровой нагрузки к
расчетному сопротивлению древесины сжатию Rc ;
Вычислим нормальные напряжения в колонне по формуле:
= NFбр + M( Wнт ) = 62281574976+684723100(079659789) =
= 13879 кгссм 2 15012 = 180 кгссм 2
Отсюда следует что колонна недонапряжена и требуется уменьшить
сечение. Однако уменьшить сечение нельзя т.к. это приведет к увеличению
гибкости предельное значение которой ограничено СНиП [1] и равно 120.
Проверим принятое сечение колонны из плоскости изгиба на устойчивость
без учета изгибающего момента. Поскольку ветровая нагрузка в этом случае не
учитывается то расчетная сжимающая нагрузка будет равна Nо = 668415 кгс.
Определим требуемое расстояние по высоте колонны между узлами
вертикальных связей исходя из предельной гибкости λпр = 120.
lox = λпр 0289b = 1200289142 = 49246 см
Разбиваем высоту колонны на две равные части с длиной lox = 8002 = 400
см. Тогда гибкость будет:
λх = loх (0289b) = 400(0289142) = 9747
Расчет из плоскости изгиба участка колонны длинной lox производим как
для шарнирно опертого по концам стержня. Так как λх = 9747 > 70 то
коэффициент продольного изгиба:
φ = 30009747 2 = 0316
Проверяем устойчивость колонны из плоскости изгиба по формуле:
= N0 (φFбр ) = 668415(031674976) = 2823 кгссм 2 150
Следовательно прочность принятого сечения колонны из плоскости изгиба
также обеспечена. Клеевой шов проверим по формуле:
= QSбр (Уу в) = 15961494842(17418424079142) =
= 402 кгссм 2 Rск = 1512 = 18 кгссм 2
Условие выполняется следовательно прочность клеевого шва обеспечена.
Окончательно принимаем сечение колонны из 16 слоев досок толщиной 33 мм
после острожки (из досок толщиной 40 мм) и шириной 142 мм (из досок шириной
4. Расчет прикрепления колонны к фундаменту.
Для крепления анкерных болтов сбоку колонны приклеиваем дополнительно
по три доски на высоту 90 см. Расчет анкеров производим по максимальному
растягивающему усилию при действии постоянной нагрузки с коэффициентом
надежности по нагрузке γf = 09 вместо γf = 11 и ветровой нагрузки без
Nрасч = Nп0911 = 173794 кгс; Мрасч = M = 684723 кгссм
Вычислим коэффициент
= 1 - N( φRcFбрmн ) = 1-173794(02261507497612) = 0943
Определяем эксцентриситет е0 :
е0 = Mрасч ( Nрасч ) = 684723(0943173794) = 41785 см > h6 =
Определим высоту сжатой зоны поперечного сечения:
х = h(1+h)(12e0 ) = 528(1+528)(1241785) = 057 см
Расстановка анкерных болтов показана на рисунке 18. Расстояние «а»
принимаем равным 62 мм.
Усилие в анкере будет:
Na = Nрасч(e0-h2+x3)(h0-x3) = 173794(41785-5282+0573) (59-
где h0 = h+a = 528+62 = 59 см – расстояние от центра тяжести анкерных
сечений до сжатой грани колонны.
Тогда требуемая площадь сечения одного анкерного болта определяется из
Fa = Na (2Ra ) = 115733(21600) = 362 см 2
где Ra – расчетное сопротивление растяжению стальных анкерных болтов
равное 1600 кгссм 2.
Принимаем болты из стали марки ВСт3кп2 диаметром 27 мм с Fнт = 418 см
Проверим прочность сечения колонны в месте соединения с фундаментом.
Для этого определим возможные предельные значения осевых усилий:
N1 = bh0Rсм2(1+Ta A)-Ta = 14259150122(1+1337630096)-13376
N2 = bhRсм 2 = 142528150122 = 674784 кгс
где Та = 2FнтRa = 24181600 = 13376 кгс – несущая способность
анкерного крепления.
А = 202FнтRсм = 20241815012 = 30096 кгс.
Рисунок 18. Расстановка анкерных болтов.
Так как Nрасч N1 = 422280 кгс и меньше N2 = 674784 кгс то прочность
сечения обеспечена. Определим напряжения растяжения в анкерном соединении и
краевые напряжения смятия в древесине:
а = Nрасч(е0-h2+x3)(2Fнт(h0-x3)) = 173794(41785-
82+0573)(2418(59-0573)) =
= 134325 кгссм 2 Ra = 1600 кгссм 2
g = 2Nрасч(е0+h0-h2)(bx(h0-x3)) = 2173794(41785+608-
82)(142057(59-0573)) =
= 14355 кгссм 2 Ra = 1600 кгссм 2
Как видно условия выполняются следовательно прочность сечения
Расчет траверс выполняем путем подбора диаметра болтов крепящих
В первом приближении задаемся диаметром болта d=22 мм по ГОСТ 22356-77.
Тогда количество болтов будет:
nб = Na (nсрТ нmin ) = 112296 (21410) = 398
где nср – количество срезов в одном нагеле;
Т нmin – минимальная расчетная несущая способность нагеля d=22 мм на
Принимает 4 болта диаметром 22 мм.
Проверим траверсы на растяжению по ослабленному болтами сечению.
p = Nа (nсрFнт ) = 115733(217) = 3404 кгссм 2 Ry = 2100
где Fнт = Fбр - Fосл = 211-221 = 17 см 2. Условие выполняется.
Рисунок 19. Прикрепление колонны к фундаменту.
5. Расчет стыка фермы с колонной.
Стропильная ферма опирается на колонны через обвязочные брусья
выполняющие роль горизонтальных распорок вертикальных связей жесткости
между колоннами. Ширину обвязочного бруса назначим равной – hоб = 15 см.
Длину горизонтального опорного листа примем в первом приближении равной
lоп = 200 мм. Толщину опорного листа находим из условия изгиба консольных
участков длиной 7 см от реактивного давления g:
g = N0 (hобlоб ) = 668415(1520) = 2228 кгссм 2
Изгибающий момент в консоли шириной 1 см будет:
Mоп = 22287 22 = 54587 кгссм
Требуемая толщина листа:
тр = (6545872350) 05 = 118 см
Принимаем толщину горизонтального листа равной = 12 мм.
Площадь смятия будет: Fсм = hобb = 15142 = 213 см 2;
Определим напряжение смятия:
см = N0 Fсм = 668415213 = 314 кгссм 2 Rсм = 150 кгссм 2
[pic]Рисунок 20. Опорный узел.
МЕРОПРИЯТИЯ ПО ЗАЩИТЕ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ.
Гниение древесины является результатом жизнедеятельности
дереворазрушающих грибов. Для своего питания дереворазрушающие грибы
используют органические вещества древесины. При этом в древесине происходят
сложные химические изменения её составляющих вызывающие резкое ухудшение
ее физико-механических свойств. Конечным результатом процесса гниения
является полная деструкция древесины.
Конструктивная защита от загнивания.
Принципом конструктивной защиты деревянных конструкций от гниения
является создание для древесины такого температурно-влажностного режима
при котором обеспечивается сохранение ее влажности ниже 20% на все время
эксплуатации. Для этого необходимо проводить следующие конструктивные
Несущие деревянные конструкции должны быть открытыми хорошо
проветриваемыми и доступными для периодического осмотра.
Необходимо обеспечивать надежную гидроизоляцию деревянных
конструкций и их частей соприкасающихся с грунтом фундаментами бетоном
каменной кладкой и массивными металлическими частями.
Деревянные покрытия следует проектировать с наружным отводом
Деревянные покрытия не рекомендуется устраивать с фонарями верхнего
Химическая защита древесины от гниения.
Антисептическая обработка элементов деревянных конструкций и изделий
должна производиться в производственных условиях на специализированном
Вид антисептической обработки древесины выбирается в зависимости от
условий эксплуатации деревянных конструкций.
Антисептики разделяются на три группы: маслянистые органорастворимые и
Маслянистые антисептики (каменноугольное пропиточное масло сланцевое
пропиточное масло антраценовое масло и др.) применяются для пропитки
деревянных конструкций работающих в открытых сооружениях и для элементов
конструкций соприкасающихся с грунтом. Древесина пропитанная этими
антисептиками не снижает своей механической прочности не корродирует
металл. Из пропитанной древесины эти антисептики практически не вымываются
водой. Антисептические свойства пропитанной древесины не изменяются на
протяжении 50-летнего срока эксплуатации. Однако из-за выделения летучих
веществ и резкого запаха который сохраняется на протяжении длительного
времени эксплуатации запрещается применение древесины пропитанной
маслянистыми антисептиками для конструкций расположенных внутри зданий.
Пропитку маслянистыми антисептиками можно производить в цилиндрах под
давлением и в горячехолодных ваннах. Пропитанную древесину нельзя
склеивать. При необходимости можно пропитывать склеенную древесину по
специально разработанным режимам.
Органорастворимые антисептики (пентахлорфенол нафтенат меди
динитрофенол и др.) обладают практически теми же антисептическими
свойствами и могут применяться для тех же конструкций что и маслянистые
Для растворения органорастворимых антисептиков используются различные
нефтепродукты (нефть бензин керосин соляровое масло и др.) легкие
органические растворители (различные спирты толуол бензол ацетон
четыреххлористый углерод и др.) продукты перегонки древесины (канифоль
скипидар и др.). В зависимости от применяемого растворителя изменяются
пропиточные свойства и способы введения антисептика в древесину. При
использовании в качестве растворителя нефтепродуктов и продуктов перегонки
древесины антисептик вводится в древесину в пропиточных цилиндрах под
давлением или в горячехолодных ваннах. При использовании легких
органических растворителей которые обладают высокой проникающей
способностью в древесину применяется способ вымачивания в холодной ванне
при малых дозах введения антисептика — метод поверхностного
Водорастворимые антисептики могут применяться для защиты от гниения
древесины работающей в различных эксплуатационных условиях.
Трудновымываемые водорастворимые антисептики (ХМ-5 пентахлорфенолят
натрия ХХЦ МХХЦ и др.) применяются для пропитки древесины работающей в
тяжелых температурно-влажностных условиях (нижние обвязки стен и
перегородок балки и лаги подполий элементы цокольных частей стен
наружные стены отапливаемых и неотапливаемых зданий и др.). При отсутствии
маслянистых и органорастворимых антисептиков допускается применять эти
антисептики также для конструкций открытых сооружений.
Легковымываемые водорастворимые антисептики (БВК соли фтористой и
кремнефтористой кислот хлористый цинк и др.) допускается применять в
элементах конструкций из которых антисептические соли во время
эксплуатации не будут вымываться влагой. Соли фтористых и кремнефтористых
кислот и препарат ББК разрешается применять в элементах конструкций
выходящих во внутреннее пространство производственных и жилых помещений при
условии отсутствия вымывания.
Водорастворимые антисептики вводят в древесину путем пропитки в
цилиндрах под давлением в горячехолодных ваннах путем дли тельного
вымачивания. Концентрированные растворы можно вводить в древесину методом
поверхностного нанесения.
Допускается склеивать древесину пропитанную препаратами ХМ-5 ББК с
использованием ее для ненесущих конструкций.
Защита от возгорания.
Конструктивными мерами по предотвращению возгорания и интенсивного
развития пожара в деревянных зданиях предусматривается применение
деревянных конструкций из массивных преимущественно строганных элементов —
брусьев бревен клееных массивных элементов без острых выступающих частей
Строящиеся здания должны иметь гладкие стены и потолок без выступающих
внутрь помещения деревянных частей иметь беспустотные ограждающие
конструкции с применением в них несгораемых или трудносгораемых
Деревянные поверхности покрываются огнезащитной облицовкой и
штукатуркой деревянные части отделяются от источников нагрева специальными
противопожарными преградами.
Деревянные конструкции должны эксплуатироваться при температуре не
Технология нанесения огнезащитных покрытий красок и обмазок аналогична
нанесению антисептических паст и влагозащитных покрытий. Нанесение покрытий
необходимо производить в два или более слоев.
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК.
СНиП II-25-80. Деревянные конструкции. Госстрой России. – М.: ГУП ЦПП
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. М.: ФГУП ЦПП 2006. – 90 с.
Конструкции из дерева и пластмасс. Иванов В.А. Клименко В.З. Вища
Конструкции из дерева и пластмасс. Легкие ограждающие конструкции
покрытий из эффективных материалов. Учебное пособие. Малбиев С.А.
ИИСИ. Иваново. 1990.
Методические указания к курсовому и дипломному проектированию для
студентов специальности ПГС. Деревянные колонны цельного и составного
сечений .Малбиев С.А.ИИСИ. Иваново. 1989.
Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л.
Лопатин А.Н. Иваново. 2006.
11-ИГАСУ-ИСФ-270102-07074-ДК-КП1
Одноэтажное производственное
здание с деревянным каркасом
Кафедра СК гр. ПГС-54*

решетчатой балки.docx

РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДВУСКАТНОЙ РЕШЕТЧАТОЙ БАЛКИ
Исходные данные для расчета
Район строительства – г. Барнаул
Плиты покрытия – 3 6 м
Среда эксплуатации – неагрессивная
Светоаэрационный фонарь – отсутствует
Подвесные краны – отсутствуют
В качестве напрягаемой арматуры принимаю стержневую арматуру класса А800 по ГОСТ 5781–82. В качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаю сталь A400 по ГОСТ 5181–82. В качестве конструктивной – арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 6727–80 и сталь A240 по ГОСТ 5781–82.
Для напрягаемой арматуры принимаю:
Rsp ser = 785 (МПа);
Для ненапрягаемой арматуры класса A400 по принимаю:
Rs = 365 (МПа) [ 10 40 (мм)];
Rsc = 365 (МПа) [ 10 40 (мм)];
Rsw = 285 (МПа) [ 6 8 (мм)];
Расчетная нагрузка от покрытия: q=27 (кНм2).
Расчетная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
S = 1 1.5 = 1.5 (кНм2)
Суммарная расчетная нагрузка от покрытия и снега равна:
q = 27 + 15 = 4.2 (кНм2)
Принимаю балку марки 1БРД12–3A800–Н.
В качестве исходного материала принимаем тяжелый бетон класса В30 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Рис. 5. Балка типа БРД12
Статический расчет решетчатой балки
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1м2 горизонтальной поверхности равна кнм2.
Нагрузка от собственного веса балки равна:
гдеGб = 4700кг – масса балки;
а = 6м – шаг колонн.
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности:
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Постоянная нагрузка от собственного веса на 1м2 горизонтальной поверхности равна:
От собственного веса балки:
От снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Усилия в элементах решетчатой балки вычисляю по двум комбинациям нагрузок для получения следующих сочетаний: NMAX MCOOTB MMAX NCOOTB.
Вычисление изгибающих моментов и продольных сил.
Поперечная сила на опоре балки равна:
Расчет нижнего пояса
Расчет по первой группе предельных состояний
Сечение нижнего пояса 200 180мм.
Расчетные усилия в нижнем поясе равны:
NMAX = 4598 кН;M = 25 кНм – первое сочетание усилий;
N = 33955 кН;MMAX = 117 кНм – второе сочетание усилий
Расчет необходимо провести отдельно для каждого сочетания усилий:
расчетный эксцентриситет продольной силы для первого сочетания равен:
При соблюдении условия т.е. м.
расчетный эксцентриситет продольной силы для второго сочетания равен:
При соблюдении условия м.
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры м2 и м2
По сортаменту принимаем:
Рис.4.2. Армирование нижнего пояса балки
Коэффициент армирования равен:
Условие армирование выполняется:
Расчет по второй группе предельных состояний
Nser = 3703 кН;Mser = 205кНм – первое сочетание усилий;
Nser = 27346 кН;Mser = 94 кНм – второе сочетание усилий
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре при механическом способе натяжения равны:
sp =sp = 09 785= 7065 МПа
Первые потери предварительного натяжения арматуры:
от релаксации напряжения арматуры:
от температурного перепада на величину 65 при тепловой обработке бетона:
Потери от деформации стальной формы Δsp3 =30 МПа
от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Первые суммарные потери
los1 =Δ sp1 + Δsp2 +Δ sp3 +Δ sp4
los1 =507+8125+30+292=19115 МПа.
b sh=0002; Δsp5= b sh Еs=0002 190000=38 МПа.
Значения коэффициента ползучести φbсr=16
Усилие обжатия бетона с учетом потерь напряжения арматуры равно:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани сечения:
Приведенная площадь сечения нижнего пояса:
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения равно:
Приведенный момент инерции сечения:
Эксцентриситет равнодействующей силы:
Напряжение в бетоне на уровне оси арматуры S и S’:
Для прямоугольного сечения
При втором сочетании нагрузок
В нижнем поясе не образуются трещины
При первом сочетании нагрузок
В нижнем поясе образуются трещины требуется расчёт по раскрытию трещин
Расчет по раскрытию трещин для второго сочетания усилий.
Mg=168кНм; Ng=3045кНм
Длительнодействующая продольная сила
Значение продольной силы в момент образования трещины
Расстояние от ц.т. приведенного сечения до точки приложения
Плечо внутренней пары сил
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ntot
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Nl
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ncrc
R s ser т.е. прочность нижней арматуры на разрыв
Поправочный коэффициент учитывающий пластичность k=09.
Высота растянутой зоны как для упругого материала
Высота растянутой зоны с учетом пластичности
Площадь сечения растянутого бетона
Базовое расстояние между трещинами
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при полной нагрузке
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при постоянной и временной длительной нагрузке
Опытные коэффициенты
Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и временных длительных нагрузок
Продолжительная ширина раскрытия трещин
Непродолжительная ширина раскрытия трещин
Трещиностойкость обеспечена
Расчет нижнего пояса по наклонному сечению
класс конструктивной арматуры В500
Коэффициент учета влияния длительной нагрузки на прочность
Прочность бетона с учетом длительности действия нагрузки
Коэффициент учета предварительного обжатия в наклонном
Длина проекции наклонного сечения
Поперечная арматура устанавливается конструктивно
шаг поперечных стержней
диаметр поперечных стержней dsw =4мм
dsw≥6мм; принимаем dsw=6мм.
Расчет верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по нормальному сечению
Расчет верхнего пояса балки (элемент 6-8) производится на действие продольной сжимающей силы N = 465 кН и изгибающего момента М = 1028 кНм.
размеры поперечного сечения b=02 м; h=03 м;
- величина защитного слоя бетона a=a'=0035 м;
- класс простой арматуры А400
- длина панели верхнего пояса l=15 м.
Расчетная длина элемента 6-8 верхнего пояса в плоскости балки равна:
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центра
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой
Граничная высота сжатой зоны
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Площадь растянутой арматуры
Принимаем верхнюю арматуру 210 А400 мм2
Принимаем нижнюю арматуру 214 А400 мм2
Расчет верхнего пояса: по наклонному сечению
поперечная сила Q=14148 кН
Модуль упругости простой арматуры А400 Es=200000 МПа.
Максимальная поперечная сила в наклонном сечении
Q=14148+6128=20276кН
Момент в наклонном сечении воспринимаемый бетоном
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Коэффициент приведения арматуры к бетону
Приведенная площадь сечения
Приведенный статический момент
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее
растянутой грани y=000970064=0151м
Момент инерции бетонного сечения
Момент инерции нижней и верхней арматуры
Приведенный момент инерции сечения
Поперечная сила воспринимаемая бетоном до образования
диаметр поперечных стержней dsw= 4мм
В500 шаг стержней sw=120мм
- расчетные усилия в сечении: N=1726 кН М=3934 кН;
- размеры поперечного сечения b=02 м; h=05 м;
- величина защитного слоя бетона а=а’=0025 м;
- класс простой арматуры А400;
Величина случайного эксцентриситета
Расчетная длина панели верхнего пояса
т.е. прогиб не учитываем.
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центр тяжести сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Относительный момент
Площадь растянутой арматуры
Принимаем: нижнюю арматуру
Так как усилия в стойках меньше чем в элементах верхнего пояса а так же высота сечения стоек больше высоты сечения верхнего пояса (hCT=500мм > 300мм) то стойки армируются без расчета по конструктивным требованиям:
Расчет опорного узла балки
Максимальная расчетная поперечная сила Q = 14148 кН.
Длина проекции наклонного сечения:
c = 1350 – 130 = 1220мм
Высота сечения балки в конце наклонного сечения:
h = 890 + (1220 + 260) 112 = 1013мм
Рабочая высота сечения:
h0 = h – a = 1013 – 82 = 931мм
c = 1220 2 h0 = 2 931 = 1862мм
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном определяется по формуле:
Следовательно сечение арматуры определяется по расчету. Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Принимаем с = 2 h0 = 1862м
Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям:
шаг стержней – S = h3 = 8903 = 292мм принимаем S = 200мм.
Проверка прочности бетона на действие главных снимающих напряжений производится по формуле:
Q 03 W1 b1 Rb b2 b h0
Прочность бетона опорной зоны балки на действие сжимающих усилий проверяется по формуле:
где – угол наклона сжатой полосы бетона синус которого определяется по формуле:
Условие прочности бетона выполняется и постановка горизонтальных хомутов на опоре по расчету не требуется.
Сетка С1 устанавливается по конструктивным требованиям.
Требуемая площадь сечения анкерных стержней опорной закладной детали МН–1 равна:
С учетом требования принимаем анкерные стержни

а1 лист 1,3.dwg

Кафедра СК гр. ПГС-54
Производственный корпус
План на отметке 0000; разрезы 1-1 и 2-2; колонна К2
Одноэтажное промышленное здание с мостовыми кранами в г.Барнауле
Спецификация на железобетонную колонну
11-ИГАСУ-ИСФ-270102-07074-КП
Гайка М20 ГОСТ 5915-78*
Шайба М20 ГОСТ 11371-78*
Данный лист смотреть совместно с листами 2 и 3.
Спецификация на железобетонный фундамент
План на отметке 0000
Ведомость расхода стали на элемент кг
Под подошву фундамента по уплотнённому грунту устроить подготовку n толщиной 150 мм из бетона класса В75.
Цементно-песчаная стяжка
Железобетонная плита

ЖБК Лена.dwg

055023-290300-07107-ЖБК-КП2-2011
Фундамент ФМ 6.1.5 М1:50
Фундамент монолитный ФМ 6.1.5
Маркировочная схема М1:200
Риски разбивочных осей
-х слойный рулонный ковер
Обмазочная пароизоляция
Жб ребристая плита покрытия
Сетки арматурные С 1
Каркасы плоские КР 1а
Изделия закладные МН 1
Ферма 1ФБС 18 М 1:50
Геометрическая схема фермы ФБС 18
Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Каркас пространственный
К1400 ГОСТ 13840-68*
- 220 х 6 ГОСТ 82-70*
- 220 х 12 ГОСТ 82-70*
L 110х70х8 ГОСТ 8510-72*
Предварительно напрягаемую арматуру фермы натянуть механическим способом на упоры стенда.n2. Усилие предварительного натяжения одного каната 156 кН.n3. Предварительно напрягаемую арматуру фермы отпускать при передаточной прочности бетона R=315МПа.n4. Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91

киселёв жбк последняя.docx

Исходные данные для проектирования
Задание на курсовое проектирование
«Железобетонные и каменные конструкции»
Номер зачетной книжки: 07104
Шифр курсового проекта: 104
Составил и принял к исполнению
студент группы ПГС – 54
Тип стропильных конструкций
Отметка кранового рельса
Грузоподъемность мостового крана
Скорость напора ветра (IV район)
Вес снегового покрова (IV район)
Город в котором производится строительство
Расчетное сопротивление грунта
Плотность утеплителя
Руководитель проекта:
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Компоновка поперечной рамы
Компоновка поперечной рамы заключается в выборе типа основных конструкций каркаса и определении их размеров. Выбор основных конструкций осуществляется по исходным данным задания на курсовое проектирование
Конструкция подкрановых балок
Конструкция подкрановых балок принимается в зависимости от грузоподъемности крана. В данном курсовом проекте приняты жб подкрановые балки по серии 1.462.1.
Рис. 1 Конструкция подкрановой балки
Конструкция двухскатной балки
Стропильная конструкция принята по заданию и представляет собой двухскатную решётчатую стропильную балку пролетом 12м.
Рис. 2 Конструкция двухскатной балки 1БРД12
Конструкция плиты покрытия
Конструкция плиты покрытия принимается в зависимости от пролета стропильных конструкций шага колонн технологических параметров. В данном курсовом проекте приняты жб плиты покрытия размером 6х3 м.
Определение размеров колонн по высоте
Высота колонны определяется в зависимоти от отметки кранового рельса. В данном курсовом проекте эта отметка в соответствии с заданием на курсовое проектирование равна Нр = 11 м.
Высота надкрановой части колонны:
Нв = Нкр+(hпб + а1 ) + а2 = 24+(08 + 015) + 015 = 35 м
Нкр- габаритный размер крана м
hпб = 0.8- высота подкрановой балки (при грузоподъемности крана Q = 20 т)
а1 = 015- высота подкранового рельса с прокладками м
а2 = 01- технологический зазор м
Таблица основных параметров мостового крана
Грузопод-ность крана
Основные габаритные размеры
Нагрузка на колеса кН
Ориентировочная высота помещения:
Нпо = Нр + Нкр + а2 = 11 + 24 + 015 = 1355 м
принимаем высоту помещения:
Уточняем отметку кранового рельса:
Нр = Нп - Нкр - а2 = 138 – 24 - 0.15 = 11.25 м
Уточняем высоту подкрановой части:
Нн = Нп – Нв + а3 = 14.4 – 3.8 + 0.15 = 10.45 м
а3 = 0.15- отметка обреза фундамента ниже уровня чистого пола м
Высота колонны от обреза фундамента до низа стропильной конструкции:
Н = Нв + Нн = 10.45 +3.5 =1395 м
Привязка и выбор типа колонн
Т.к. шаг колонн крайнего ряда а = 6м грузоподъемность крана Q = 20 т высота помещения Нп = 138 то принимаем привязку крайнего ряда колонн типа “250”. Растояние от разбивочной оси крайнего ряда колонн до оси подкрановых балок принимаем равным = 075м.
крайний ряд- колонна марки К3
средний ряд- колонна марки К9
Рис. 4 Конструкция колонны
Компоновка и выбор вида стенового ограждения
Конструкция стеновых панелей принимается в зависимости от типа и назначения здания. Проектируемое здание имеет шаг колонн а = 6м. При этом здание отапливается. Поэтому принимаем для стенового ограждения однослойные панели из ячеистого бетона В2.5 толщиной ст = 300мм.
Высота стеновых панелей и панелей остекления принимается равной 0.9 1.2 1.5 1.8 м. Стеновое ограждение в надкрановой части колонн опирается на металлический столик приваренный к закладному изделию в уровне консоли колонны. Ограждение в пределах покрытия создается двумя стеновыми панелями общей высотой h1 = 3 м причем нижняя из панелей высотой 12м опирается на отметке ниже верха колонны на 0.6м. Остекление предусмотренно: в подкрановой здания части в виде пояса панелей высотой 18 и 12 на отметке 12м
Высота здания от обреза фундамента до верха стенового ограждения тогда составит: 156 м
Рис. 5 Разрез здания
План и разрезы проектируемого здания
Эскизные планы и разрезы проектируемого здания позволяют представить основные параметры будущего сооружения. В проектируемом здании принимается 10 шагов крайних колонн по 6 м что составляет длину здания в 60 м. Торцевые стены выполняются из керамического кирпича М25 толщиной в 1.5 кирпича. В торцевых стенах каждого пролета устраиваются металлодеревянные ворота шириной 4 м и высотой 4.2 м. На разрезах показана раскладка стеновых панелей и металлических переплетов остекления продольных стен.
Пространственная жесткость здания
Простанственная жесткость проектируемого здания в различных направлениях обеспечивается за счет следующих условий и факторов.
В продольном направлении:
жесткого диска покрытия
системы вертикальных связей
подкрановыми балками
В поперечном направлении:
жестким защемлением колонн в фундаменте
Рис. 6 Схема связей в продольных рамах
Определение нагрузок на поперечную раму
Статический расчет поперечной двухпролетной рамы проектируемого здания необходим для определения расчетных усилий в расчетных сечениях 1-1 2-2 3-3 4-4. Расположение расчетных сечений и расчетная схема рамы показанв на рис.2.1.
Рис. 7 Расчетная схема поперечной рамы
4.1 Постоянная нагрузка
Расчётные нагрузки на 1 м поверхности
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Жб ребристые плиты покрытия с учетом заливки швов
= 157 981 10 -3 =154
Пароизоляция: рубероида -1слой
= 5 981 10 -3 = 0049
Минераловатные маты прошивные ГОСТ 21880
о = 015 м о = 75 кгм3
= 75 015 981 10 -3 =
Асфальтовая стяжка толщиной 002 (м)
= 1750 002 981 10 -3 =
-х слойный рулонный ковер из линокорма
= 15 981 10 -3 = 0147
Расчетная нагрузка от веса покрытия здания определяется по формуле:
F1 = 095 (05 27 6 12 + 11 05 4100 981 10 –3) = 1301 (кН)
гдеа = 6 (м) – шаг колонн;
Gp = 4100 (кг) – масса ригеля здания;
fp = 11 – коэффициент надежности по нагрузке для веса ригеля здания;
n = 095 – коэффициент надежности по нагрузке здания.
Расчетная нагрузка от веса стенового ограждения надкрановой части здания равна:
F2 = 095 (11 250 981 84 +11 40 981) 6 10 –3 = 1316(кН)
где hcn = 84 (м) – суммарная ширина стеновых панелей надкрановой части здания;
hОС = h2 =0 – суммарная ширина панелей остекления надкрановой части здания;
qcn = 250 (кг) – масса 1 м2 стеновых панелей;
qос = 40 (кг) – масса 1 м2 остекления;
f cn f oс = 11 – коэффициент надежности по нагрузке соответственно для веса стеновых панелей.
Расчетная нагрузка от веса покрытия пристройки F3 = 0 т.к. пристройка в здании как слева так и справа отсутствует.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки и рельса:
F4 = 095 11 3900 981 10 –3 = 364 (кН)
гдеGпб = 3900 (кг) – масса подкрановых балок с рельсом;
f пб = 11 – коэффициент надежности по нагрузке для веса подкрановой балки.
Расчетная нагрузка от веса надкрановой части крайней и средней колонн:
GВK = 038 04 35 2500 981 11 095 10 –3 = 136 (кН)
GВС = 06 04 35 2500 981 11 095 10 –3 = 215 (кН)
гдеb = 2500 (кгм2) – плотность тяжелого бетона;
f КН = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса колонн.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой части крайней и средней колонн:
GHK = 08 04 1045 2500 981 11 095 10 –3 = 857 (кН)
GHС = 08 04 1045 2500 981 11 095 10 –3 = 857 (кН)
Эксцентриситет усилия F1: eF1 = 01 (м)eF1 = 250 + 80 + 140 2 – 300 = 100 (мм)
Эксцентриситет усилия F2: eF2 = 03 2 + 08 2 = 055 (м)
гдеСТ =03 (м) – толщина стеновой панели
Эксцентриситет усилия F3: eF3 =0
Эксцентриситет усилия F4: eF4 = 075 + 025 – 08 2 = 1 (м)
Эксцентриситет е: e = (08 – 038) 2 = 021 (м).
4.2 Снеговая нагрузка.
Расчетная снеговая нагрузка определяется на основании нормативного значения массы снегового покрова на 1м2 для заданного района. Проектируемое здание находится в 4 климатическом районе где расчётное значение веса снегового покрова состваляет:
нормативная снеговая нагрузка: S0 = 2400710-3 = 0168 кНм2
4.3. Крановая нагрузка
Расчетное максимальное усилие на колонну D2max от двух кранов:
D2max = 095 11 085 155 274=3772 кН.
где 19 – сумма ординат линии влияния поперечной силы.
Расчетное минимальное усилие на колонну D2min от двух кранов:
D2min = 095 11 085 715 274=174 кН.
Расчетное горизонтальное усилие от поперечного торможения кранов:
Н2max = 095 11 085 645274=157 кН.
где Нnmax = 05 (20+63) 981 05=645 кН.
Расчетное максимальное усилие на среднюю колонну D4max от четырех кранов:
D4max = 2 095 11 07 155274=62133 кН.
Рис. 8 К определению нагрузок от крана
Исходые данные для расчета
Статический расчет поперечной рамы выполняется на ЭВМ программой “Poperechnik” исходные данные для которой собраны в таблицу 3.
Таблица исходных данных для статического расчета на ЭВМ Таблица 3
Исходная величина для расчета
Фамилия и номер варианта
Пристройка слева здания
Пристройка справа здания
Высота сечения надкрановой части крайней колонны
Высота сечения подкрановой части крайней колонны
Высота надкрановой части крайней колонны
Высота подкрановой части крайней колонны
Ширина сечения крайней колонны
Высота сечения надкрановой части средней колонны
Высота сечения подкрановой части средней колонны
Высота надкрановой части средней колонны
Высота подкрановой части средней колонны
Ширина сечения средней колонны
Расчет усилий в расчетном сечении крайней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1м2 поверхности земли
Напор ветра на высоте 10 м
Грузоподъемность основного крюка крана
Максимальное давление колеса крана
Минимальное давление колеса крана
Шаг крайних колон здания
Высота здания до верха стенового ограждения
Суммарная высота остекления в надкрановой части
Суммарная высота панелей в надкрановой части
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДВУСКАТНОЙ РЕШЕТЧАТОЙ БАЛКИ
1 Определение нагрузок на балку
Исходные данные для расчета
Район строительства – г. Барнаул
Плиты покрытия – 3 6 м
Среда эксплуатации – неагрессивная
Светоаэрационный фонарь – отсутствует
Подвесные краны – отсутствуют
В качестве напрягаемой арматуры принимаю стержневую арматуру класса А800 по ГОСТ 5781–82. В качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаю сталь A400 по ГОСТ 5181–82. В качестве конструктивной – арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 6727–80 и сталь A240 по ГОСТ 5781–82.
Для напрягаемой арматуры принимаю:
RSP SER = 785 (МПа);
Для ненапрягаемой арматуры класса A400
RS = 355 (МПа) [ 10 40 (мм)];
RSC = 355 (МПа) [ 10 40 (мм)];
RSW = 285 (МПа) [ 6 8 (мм)];
Расчетная нагрузка от покрытия: q=27 (кНм2).
Расчетная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
S = 1 24 = 24 (кНм2)
Суммарная расчетная нагрузка от покрытия и снега равна:
q = 27 + 24 = 51 (кНм2)
Принимаю балку марки 1БРД12–3A800–Н.
В качестве исходного материала принимаем тяжелый бетон класса В30 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Рис. 9. Балка типа БРД12
Рис. 10. Расчётная схема
Статический расчет решетчатой балки
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1м2 горизонтальной поверхности равна кнм2.
Нагрузка от собственного веса балки равна:
гдеGб = 4700кг – масса балки;
а = 6м – шаг колонн.
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Sl ser = 05 24 = 12 кНм2
Постоянная нагрузка от собственного веса на 1м2 горизонтальной поверхности равна:
От собственного веса балки:
От снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Усилия в элементах решетчатой балки вычисляю по двум комбинациям нагрузок для получения следующих сочетаний: NMAX MCOOTB MMAX NCOOTB.
Вычисление изгибающих моментов и продольных сил.
Поперечная сила на опоре балки равна:
2 Расчет нижнего пояса
Расчёт прочности нормального сечения
Сечение нижнего пояса 200 180мм.
Расчетные усилия в нижнем поясе равны:
NMAX = 4598 кН;M = 25 кНм – первое сочетание усилий;
N = 33955 кН;MMAX = 117 кНм – второе сочетание усилий
Расчет необходимо провести отдельно для каждого сочетания усилий:
расчетный эксцентриситет продольной силы для первого сочетания равен:
При соблюдении условия т.е. м.
расчетный эксцентриситет продольной силы для второго сочетания равен:
При соблюдении условия м.
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры м2 и м2
По сортаменту принимаем:
Рис.11. Армирование нижнего пояса балки
Коэффициент армирования равен:
Условие армирование выполняется:
Расчет по второй группе предельных состояний
Nser = 3703 кН;Mser = 205кНм – первое сочетание усилий;
Nser = 27346 кН;Mser = 94 кНм – второе сочетание усилий
Предварительные напряжения в напрягаемой арматуре при механическом способе натяжения равны:
sp =sp = 09 785= 7065 МПа
Первые потери предварительного натяжения арматуры:
от релаксации напряжения арматуры:
от температурного перепада на величину 65 при тепловой обработке бетона:
Потери от деформации стальной формы Δsp3 =30 МПа
от деформации анкеров расположенных у натяжных устройств:
Первые суммарные потери
los1 =Δ sp1 + Δsp2 +Δ sp3 +Δ sp4
los1 =507+8125+30+292=19115 МПа
b sh=0002; Δsp5= b sh Еs=0002 190000=38 МПа.
Значения коэффициента ползучести φbсr=16
Усилие обжатия бетона с учетом потерь напряжения арматуры равно:
Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани сечения:
Приведенная площадь сечения нижнего пояса:
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения равно:
Приведенный момент инерции сечения:
Эксцентриситет равнодействующей силы:
Напряжение в бетоне на уровне оси арматуры S и S’:
Для прямоугольного сечения
При втором сочетании нагрузок
В нижнем поясе не образуются трещины
При первом сочетании нагрузок
В нижнем поясе образуются трещины требуется расчёт по раскрытию трещин
Расчет по раскрытию трещин для второго сочетания усилий.
Mg=168кНм; Ng=3045кНм
Длительнодействующая продольная сила
Значение продольной силы в момент образования трещины
Расстояние от ц.т. приведенного сечения до точки приложения
Плечо внутренней пары сил
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ntot
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Nl
Напряжения в растянутой арматуре от усилия Ncrc
R s ser т.е. прочность нижней арматуры на разрыв
Поправочный коэффициент учитывающий пластичность k=09.
Высота растянутой зоны как для упругого материала
Высота растянутой зоны с учетом пластичности
Площадь сечения растянутого бетона
Базовое расстояние между трещинами
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при полной нагрузке
Коэффициент совместной работы бетона и арматуры при постоянной и временной длительной нагрузке
Опытные коэффициенты
Ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и временных длительных нагрузок
Продолжительная ширина раскрытия трещин
Непродолжительная ширина раскрытия трещин
Трещиностойкость обеспечена
Расчет нижнего пояса по наклонному сечению
класс конструктивной арматуры В500
Коэффициент учета влияния длительной нагрузки на прочность
Прочность бетона с учетом длительности действия нагрузки
Коэффициент учета предварительного обжатия в наклонном
Длина проекции наклонного сечения
Поперечная арматура устанавливается конструктивно
шаг поперечных стержней
dsw≥6мм; принимаем dsw=6мм.
Рис.13. Армирование нижнего пояся
3 Расчет верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по нормальному сечению
Расчет верхнего пояса балки (элемент 6-8) производится на действие продольной сжимающей силы N = 465 кН и изгибающего момента М = 1028 кНм.
размеры поперечного сечения b=02 м; h=03 м;
- величина защитного слоя бетона a=a'=0035 м;
- класс простой арматуры А400
- длина панели верхнего пояса l=15 м.
Расчетная длина элемента 6-8 верхнего пояса в плоскости балки равна:
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центра
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой
Граничная высота сжатой зоны
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Площадь растянутой арматуры
Принимаем верхнюю арматуру 210 А400 мм2
Принимаем нижнюю арматуру 214 А400 мм2
Рис.14. Армирование верхнего пояса
Расчет верхнего пояса: по наклонному сечению
поперечная сила Q=14148 кН
Модуль упругости простой арматуры А400 Es=200000 МПа.
Максимальная поперечная сила в наклонном сечении
Q=14148+6128=20276кН
Момент в наклонном сечении воспринимаемый бетоном
Поперечная сила воспринимаемая бетоном
Коэффициент приведения арматуры к бетону
Приведенная площадь сечения
Приведенный статический момент
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее
растянутой грани y=000970064=0151м
Момент инерции бетонного сечения
Момент инерции нижней и верхней арматуры
Приведенный момент инерции сечения
Поперечная сила воспринимаемая бетоном до образования
диаметр поперечных стержней dsw= 4мм
В500 шаг стержней sw=100мм
Рис.15. Армирование верхнего пояса
- расчетные усилия в сечении: N=1726 кН М=3934 кН;
- размеры поперечного сечения b=02 м; h=05 м;
- величина защитного слоя бетона а=а’=004 м;
- класс простой арматуры А400;
Величина случайного эксцентриситета
Расчетная длина панели верхнего пояса
т.е. прогиб не учитываем.
Рабочая высота сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно центр тяжести сечения
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения
Предельный относительный момент
Площадь сжатой арматуры
Относительный момент
Площадь растянутой арматуры
Принимаем: нижнюю арматуру
Рис.15. Армирование стоек
4 Расчет опорного узла балки
Максимальная расчетная поперечная сила Q = 14148 кН.
Длина проекции наклонного сечения:
c = 1350 – 130 = 1220мм
Высота сечения балки в конце наклонного сечения:
h = 890 + (1220 + 260) 112 = 1013мм
Рабочая высота сечения:
h0 = h – a = 1013 – 82 = 931мм
c = 1220 2 h0 = 2 931 = 1862мм
Минимальная поперечная сила воспринимаемая бетоном определяется по формуле:
Следовательно сечение арматуры определяется по расчету. Определяем поперечную силу воспринимаемую бетоном:
Принимаем с = 2 h0 = 1862м
Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям:
шаг стержней – S = h3 = 8903 = 292мм принимаем S = 200мм.
Рис.16. каркасы КР6 КР7
Проверка прочности бетона на действие главных снимающих напряжений производится по формуле:
Q 03 W1 b1 Rb b2 b h0
Прочность бетона опорной зоны балки на действие сжимающих усилий проверяется по формуле:
где – угол наклона сжатой полосы бетона синус которого определяется по формуле:
Условие прочности бетона выполняется и постановка горизонтальных хомутов на опоре по расчету не требуется.
Сетка С1 устанавливается по конструктивным требованиям.
Требуемая площадь сечения анкерных стержней опорной закладной детали МН–1 равна:
С учетом требования принимаем анкерные стержни
Рис.17. Опорный узел
1 Расчётные сочетания усилий
Расчетные сечения усилий в средней колонне двухпролетной поперечной рамы
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=08 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=45 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=645 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице 3.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2. (1+9+11+15)
b1=1.1 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части определяется.
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400 .
изгибающий момент от длительной нагрузки;
ML =0+684·0296-167·0296+208·05=257 кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
Рис. 18 Линия влияния опорной реакции
-коэфф. линии влияния.
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=045.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры.
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)=01036
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)=094
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице 38 [ 1 ] исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
принимаем S = 300 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 19. Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
где =08-005=075 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 3-3. N = 624 кН и М =-1673 кНм.
Расчетная высота колонны принимается l0=1674 м.
b1=11 так как в сечении 3-3 участвует нагрузка от крана.
ML =0-1298·0296-167·0296-208·05=-5376 кН
l=4454+2643·0269+0+0=5165 кН
αn = N (Rb · γb1 · b · h0)= 624000 (14500 · 09 · 04 · 08)=0149
αm = (M + N · (h0 - as’) 2) (Rb · γb1 · b · h0)= (-1673 + 624· (075 – 005) 2) (14500 · 09 · 04 · 082)=0153
Из условия устойчивости принимаем 2 20 А400 с = As=Asс 0000628 м2
принимаем dsw = 6мм из стали В500
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура Asк=Asк`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 20. Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=2797 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2(1+8+10)
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=9218 кН(1+13+11+3) определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=3597+4353·0296+1268·05=55195 кН
Ml =55195 ·0017=938 кН
т.к. е еmin то принимаем е=015 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20 .
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой.
Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
8 А400 с As=Asс =509 cм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
- ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
принимаем что меньше
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С4 принимается по конструктивным требованиям 28 А400 .
Так как в стойках действуют сжимающие усилия то поперечная арматура в узлах устанавливается по конструктивным требованиям ( 5 В500).
Рис.21. Армирование консоли колонны
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.
Характеристики арматуры класса А400:
Rs = 355 МПа; Rsc = 355 МПа; Rsw = 285 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В20:
Rbt.ser = 14 МПа; Rb.ser = 15 МПа; Rbt = 0.9 МПа; Rb = 11.5 МПа; γb2 = 0.9;
Расчетное сопротивление грунта – R0 = 02 МПа.
Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):
Мser = Мma -расчетный момент
Nо ser = Nсоот 1.15 = 5862 1.15 = 50975 кН; -расчетная продольная сила
Qser = Qсоот 1.15 = 88 1.15 = 765 кН-расчетная поперечная сила
1. Выбор глубины заложения фундаментов.
Глубина заложения определяется только из условия анкеровки так как колонна средняя промерзание грунта не будет.
- минимальное расстояние от дна стакана до подошвы.
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны. Бетон принят класса В20.
Размеры стаканной части фундамента
Величина заделки колонны в фундамент:
hс = hз + 0.05 = 08 + 0.05 = 085 м;
Минимальная высота фундамента:
Hf min = hс + 03 = 10+ 03 = 13 м
Принимаем для дальнейшего расчета: Hf = 15 м
Размеры поперечного сечения подколонника
Длина подоколонника:
lп = hкол + 2 0075 + 2 bw = 08 + 015 + 2 015 = 125 м
Ширина подоколонника:
bп = bкол + 2 0075 + 2 bw = 04 + 015 + 2 015 = 085 м
hкол = 08 м – высота сечения колонны
bкол = 04 м – ширина сечения колонны bw = 0.15 м – толщина стенки стакана в первом приближении
Принимаем следующие размеры:
Уточняем толщину стенки стакана расположенной перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента:
lw = (lп - hкол - 0.15) 2 = (15-0.8- 0.15) 2 = 0.275 м
Уточняем толщину стенки стакана расположенной параллельно плоскости действия изгибающего момента:
bw = (bп - bкол - 0.15) 2 = (1.2 - 0.4 - 0.15) 2 = 0325 м
Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
М = Мmax + Qсоот d = 1713 + 88 Нf = 1845 кНм
l = (N0 ser (m(R0 - Нf))12 = (50975 (0.8(220-2015)))12 = 183 м
m = 0.8 - соотношение между сторонами подошвы фундамента
Нf =15м – глубина заложения фундамента;
Ro=220(кН) – расчетное сопротивление грунта
b = l m = 18 08 = 146 м
Принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
2 Расчет плитной части фундамента
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных состояний. Расчет по первой группе включает проверку прочности на продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и подколонника. Расчет по второй группе предельных состояний – на образование и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Среднее давление на грунт:
Р = Nсоот (b l ) = 5862(378) = 1551 кПа
Толщина дна стакана:
hbot = Hf - hс = 15 – 10 = 05 м
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ d = 50975 (2118)+(14895+ 765 15) (182426) + 2000 165 981 10-3 115 =314 кПа
Р = 314кПа > 1.2 R0 = 1.2 220 =264 кПа. Условие невыполняется
Принимаем размеры подошвы 24х18
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ hз = 50975 (2721)+(14895+ 765 15) (212726) + 2000 165 981 10-3 115 =279 кПа
Р = 279 кПа 1.2 R0 = 12 220 =264 кПа. Условие невыполняется.
Принимаем размеры подошвы 27х21
Р =N0 ser (bl)+(Мser+ Qser Hf) (bl26)+ ρ hз = 50975 (2418)+(14895+ 765 15) (182426) + 2000 165 981 10-3 115 =2087 кПа
Р = 2087 кПа 1.2 R0 = 12 220 =264 кПа. Условие выполняется.
Высота плитной части:
Рис.22. фундамент Ф6.1.5
Проверка фундамента по прочности на продавливание
Рабочая высота плитной части: H0 = H - а = 03 – 005 = 025 м
Проверяем условие:H0 = 025 м H + (l - b )2=03+(27-21) 2 = 06 м
Необходимо произвести расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии только расчетной нормальной силой.
Площадь многоугольника ABCDEG:
А0 = 05b(l - ln - 2H0 )-025(b - bn - h01 )2 =0521(27-21-2025)-025(21-12-05)2 =0065 м2
Наибольшее краевое давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах:
Pmax = (Nсоот bl) + (Mmax Wy ) = (5862 2127) + (1713 27 (2136) = 1445 кПа
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 0065 1584 = 939 кН
Средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в пределах рабочей высоты:
Um = bc + hbot0 = 055 + 045 = 1 м
hbot0= hbot – а=05-005=045 м
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ащ = 2 hз (bкол + hкол ) = 208(04+08) = 192 м2
Проверяем условие прочности на продавливание:
N = b l Rbt ( ’ A0 ) + Um hbot0 = 2127900 (085 0065) + 1045 = 9236244 кН
’ = 1 – 04 Rbt Ащ Nсоот = 1 – 04900192 5862= 018 085
Nсоот = 5862 кН N = 9236251 кН
Условие выполняется.
Проверка фундамента по прочности на раскалывание
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за вычетом стакана фундамента соответственно:
Afl = 072 м2 Afb = 054 м2
Так как: bкол hкол = 04 08 = 05 Afl Afb =072054 = 129
то: N = 0975 Afl Rbt (1 + bкол hкол ) = 0975072900(1+0408) = 106616 кН
и тогда проверяем: Nсоот = 5862 кН N = 106616 кН
Проверка ступени по прочности на продавливание
Площадь многоугольника продавливания: А0 = 044 м2
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 044 1584 = 6358 кН
Проверяем условие прочности ступени на продавливание:
F = 6358 кН bm Rbt b2 h02 = 105 900 09 025 = 21263 кН
bm = h02 + b2 = 025 + 08 = 105 м
Рис.23. К расчёту прямоугольника давления
Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента производится одной сеткой С-7 с рабочими стержнями с шагом 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной длинной стороне фундамента и вылетом ступени cl = 06 м :
Mb=Nсоотcl2(2l)(1+6e0l–4(e0cll2))=58620452(227)(1+602727-4(02806272))=2218 кНм
е0 = (Mmax + Qсоот d) (Nсоот + 20 b l ) = (1713 +88 165) (5862 +202127) = 0265 м
Asl = Mb (0.9 RS h01 ) = 2218(09 355103 05) = 0.00014 м2
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной короткой стороне фундамента и вылетом ступени cb = 06 м :
Ml = Nсоот c12 (2 b) = 5862062 (221) = 502кНм
Asb = Ml (0.9 RS h01 ) = 502 (09 355103 05) = 0.00031 м2
Количество стержней в сетке по длине и ширине:
nl = 2050 200 = 10 шт
nb = 2650 200 = 13 шт.
Минимальный диаметр стержней в сетке по длине и ширине:
dsl(b) = (4 * Asl(sb) ( * nl(b)))05
dsl = (4 * 140 ( * 14))05 = 402 мм.
dsb = (4 * 310 ( * 14))05 = 53 мм.
Диаметр поперечных стержней назначается из условия свариваемости:
3. Расчёт подколонника
Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне плитной части (сечение 1-1) и в уровне нижнего торца колонны (сечение 2-2).
Случайный экцентриситет:ea = lп 30 = 15 30 = 005 м
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт ea + Qcooт hп = 1713 + 5862005 + 8812 = 21117 кНм
Эксцентриситет продольного усилия:
е1 = M1 Nсоот + еа = 2112 5862 + 005 = 041 м
Площадь сжатой зоны:
АВС = bп lп (1 – 2 е1 lп ) = 12 15 (1 – 21045 21) = 11 м2
Проверяем условие:Nсоот=5862b3b9 Rb ABC=085091150011=967725 кН
Т.к. это сечение коробчатое то оно приводится к эквивалентному тавровому
hf = h’f = bw1 = bw = 0325 м; b = 2bw2 = 2b’w = 20275 = 055 м; bf = b’f = bп = 12 м
Продольная сила передаваемая через бетон замоноличивания на стенки стакана:
Nc = 04 Rbt b2 Aщ = 0490009154=49896 кН
Nc=(1- ’)Nсоот = (1-085)5862= 8793 кН
Проверяем условие: Nс = 8793 Rb b’f h’f = 11500120325 = 4485 кН
Условие выполняется. Следовательно граница сжатой зона проходит в полке и сече ние расчитывается как прямоугольное с шириной b=12 м.
M2 = Мmax-Ncea+Qcooтhс = 1713 +8793005+881 =1845 кНм
Эксцентриситет продольного усилия: е2 = M2 Nс + еа = 1845 8793 + 005 = 214
Площадь сжатой зоны: АВС = bп lп (1 - 2 е2 lп ) = 12 15 (1 - 21214 15) 0
Следовательно сила приложения находится за пределами сечения подколонника. Рассчитываем подколонник как внецентренно нагруженный жб элемент по высоте сжатой зоны:
х = Nсоот Rb bп = 5862 11510312 = 004 м
х = 005м R (lп – 005) = 0531 (15– 004) = 077 м
Требуемая площадь рабочей продольной арматуры на одну сетку:
А’S = АS = ((Rb bп lп02 ) RS ) ((n - ’n (1-05’n )) (1-)) =
= ((11510312205 2)355103) ((009-0021(1-050021)) (1-0024)) = 000246 м2
l п0 = lп - а’ = 15 – 005 = 145 м
l2 = l1 + 05(lп0 – а’ ) = 1178 + 05(145-005) = 278м
’n = Nсоот (Rb bп lп0 ) = 5862 (11510312145) = 0021 R = 0531
n = Mmax l2 (Rb bп lп02 ) = 1713 278 (115103121452 ) = 009
= а’ lп0 = 005 145= 0024
каркаса КР 1 по 612 А400 с А’S = АS ≥ 00004 bп lп0 = 0.00098 м2
каркаса КР 2 по 514 А400 с А’S = АS ≥ 0.0004 bп lп0 = 0.00098 м2
Проверяем условие по наименьшей принятой площади арматуры:
N*=Rbbпх(lп–05х)+RSCA’S(lп0–a')=11510312004(15-05004)+4351030000679(145–005) = 12305 кНм
Nсоот=5862N*= 12305 кНм - условие выполняется.
Рис.25. каркасы КР1 и КР2
Расчет подколонника по наклонным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по одному из двух наклонным сечениям: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного эксцентриситета.
Расчетный момент с расчетным эксцентриситетом:
при е’ = (Мmax + Qсоот hc ) Nсоот = (1713 + 881) 5862=031 м
hкол 2 = 12 = 05 м > е’ = 03 м > hкол 6 = 08 6 = 013 м
МВ = Мmax + Qсоот hc - 07 Nсоот е’ = 1713 +881 – 075862031 = 529 кНм
Площадь рабочей арматуры одной сетки С9:
АS = МВ RS zi = 529 435103 30 = 0.0004 м2
zi = z1 + z2 + z3 + z4 + z5 = 02+04+06+08+10 = 30 м
zi - расстояние от каждого ряда сеток С 2 до торца колонны.
Т.к. полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку 8 12 А-400 с АS = 0.000905 м2.
Армирование подколонника
Железобетонный подколонник проектируемого фундамента армируется вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас горизонтальными сетками в пределах высоты подколонника и сетками косвенного армирования под дном стакана.
Количество сеток принимается взависимости от глубины стакана. Сетки располагаются равномерно по высоте от верха фундамента до отметки ниже дна стакана на 50 мм. Стержни горизонтальных сеток располагают к наружных и внутренних плоскостей стенок стакана с таким расчетом чтобы стержни продольной арматуры подколонника проходили внутри ячеек сетки. Согласно типовой серии 1.412.1-6 принята расстановка горизонтальных сеток. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника принята: 50 мм в попречном направлении и 50 мм в продольном направлении.
Рис.27.Армирование подколонника
Библиографический список.
ГОСТ 11118-73. Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий. Технические требования. Москва.
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 1х7. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций
Технические условия. Госстрой СССР. Москва. 1994. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24 м.
) СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 2006.
) СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции Основные положения. ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2004.
) СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) Железобетонные конструкции. Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.
) Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново. 2006.
) Статический расчет одноэтажных производственных зданий (компоновка подсчет нагрузок. Методические указания для курсового и дипломного проектирования.Составитель: Кутовой А.Ф.
) Расчёт железобетонных колонн сплошного сечения. Методические указания для курсового и дипломного проектирования. Составитель: Кутова А. Ф. Иваново: ИИСИ 1992. – 44 стр.
) Методические указания. Бетонные и железобетонные конструкции. Проектирование железобетонных рещётчатых балок . методические указания к курсовому и дипломному проектированию для студентов специальности 290300.ИГАСА.Составитель Н.Л.Марабаев.-Иваново1994.-39 стр.
) Методические указания к выполнению курсового проекта №2 для студентов специальности:290300. «Проектирование жб конструкций промышленного здания с мостовыми кранами». Занятие №4. Проектирование двускатной решётчатой балки БДР18. КГАСУ. Казань 2007 год. Составитель: ассист. Радайкин О. В. Под редакцией: проф. Соколова Б.С.

ЖБК Лена.docx

1.Статический расчет поперечной рамы
1.Исходные данные для расчета
Район строительства – Норильск;
Шаг колонн здания – 6 м;
Грузоподъемность крана – 30 т;
Отметка кранового рельса – 75 м;
Расчетное сопротивление грунта R0 = 022 МП;
Плотность утеплителя - ρо = 150 кгм3
Схемы поперечной рамы – сегментная безраскосная ферма
2.Компоновка поперечной рамы
Определение размеров колонн по высоте
Ориентировочная высота надкрановой части колонны НВ определяется по формуле:
НВ = 275 + (105 + 015) +015 = 41 (м)
гдеНкр = 275 (м) – габаритный размер крана;
hп.б. = 105 (м) – высота подкрановой балки;
а1 = 015 (м) – высота кранового рельса;
а2 01 (м) а2 = 015 (м) – технологический зазор между низом стропильной
конструкции и верхом крановой тележки.
Ориентировочно высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 75 + 275+ 015 =104 (м)
Фактическую высоту помещения здания приму Нп = 108 (м) (кратно 0.6).
Зазор безопасности составит:
а2 = 108 – 275 – 75 = 055 (м);
Фактическая высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 75 + 275+ 055 =108 (м)
Фактическая высота надкрановой части колонны НВ =41+055=465 м
Высота подкрановой части колонны равна:
Нн = 108 – 465+ 015 = 63 (м);
гдеа3 = 015 (м) – расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента
Н = 465 + 63 = 1095 (м);
Для зданий с шагом колонн а = 6 (м) при Нп = 108 (м) принимается привязка колонн «250».
При Нп = 108 (м) и Q = 32 (т) – принимаю марку колонны К2 с размерами:
hвк = 038 (м)hнк = 07 (м)bк =04 (м).
При Нп = 108(м) и Q = 32 (т) – принимаю марку средней колонны К8 с размерами:
hвс = 06 (м)hнс = 07 (м)bс =04 (м).
3.Компоновка стенового ограждения
Для отапливаемого здания с шагом колонн 6 (м) принимаются однослойные стеновые панели из ячеистого бетона класса В25 толщиной ст = 300 (мм)
Высота остекления в подкрановой части здания: h2 = 36 м (две стеновые панели высотой 18 м).
Высота здания от обреза фундамента до верха стенового ограждения равна 1275 м.
Рис. 1 Поперечный разрез двухпролетного промышленного здания
4.Пространственная жесткость здания
Принимаем схему продольной рамы № 1.Пространственная устойчивость здания обеспечивается постановкой только вертикальных связей в подкрановой части колонн.
5.Определение нагрузок на поперечную раму
5.1.Постоянная нагрузка
Рис. 3 Расчетная схема поперечной рамы
Нагрузка от веса покрытия и кровли
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Жб ребристые плиты покрытия с учетом заливки швов
= 157 9.81 10 -3 =1.54
Обмазочная пароизоляция
= 5 9.81 10 -3 = 0.049
= 450 0.15 9.81 10 -3 =
Асфальтовая стяжка толщиной 0.02 (м)
= 1750 0.02 9.81 10 -3 =
-х слойный рулонный ковер
= 15 9.81 10 -3 = 0.147
Расчетная нагрузка от веса покрытия здания определяется по формуле:
F1 = 0.95 (0.5 319 6 18 + 1.1 0.5 4500 9.81 10 –3) = 18671 (кН)
гдеа = 6 (м) – шаг колонн;
Gp = 4500 (кг) – масса ригеля здания;
fp = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса ригеля здания;
n = 0.95 – коэффициент надежности по нагрузке здания.
Расчетная нагрузка от веса стенового ограждения надкрановой части здания равна:
F2 = 0.95 (1.1 250 9.81 72 +1.1 40 9.81) 6 10 –3 = 11318(кН)
где hcn = 72 (м) – суммарная ширина стеновых панелей надкрановой части здания;
hОС = h2 =0 – суммарная ширина панелей остекления надкрановой части здания;
qcn = 250 (кг) – масса 1 м2 стеновых панелей;
qос = 40 (кг) – масса 1 м2 остекления;
f cn f oс = 11 – коэффициент надежности по нагрузке соответственно для веса стеновых панелей.
Расчетная нагрузка от веса покрытия пристройки F3 = 0 т.к. пристройка в здании как слева так и справа отсутствует.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки и рельса:
F4 = 095 11 1200 981 10 –3 = 123 (кН)
гдеGпб = 1200 (кг) – масса подкрановых балок с рельсом;
f пб = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса подкрановой балки.
Расчетная нагрузка от веса надкрановой части крайней и средней колонн:
GВ = 038 04 545 2500 981 1.1 095 10 –3 = 2123 (кН)
гдеb = 2500 (кгм2) – плотность тяжелого бетона;
f КН = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса колонн.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой части крайней и средней колонн:
GH = 07 04 1095 2500 981 11 095 10 –3 = 7858 (кН)
Эксцентриситет усилия F1: eF1 = 01 (м)eF1 = 250 + 80 + 140 2 – 300 = 100 (мм)
Эксцентриситет усилия F2: eF2 = 03 2 + 07 2 = 05 (м)
гдеСТ =03 (м) – толщина стеновой панели
Эксцентриситет усилия F3: eF3 =0
Эксцентриситет усилия F4: eF4 = 075 + 025 – 07 2 = 065 (м)
Эксцентриситет е: e = (07 – 038) 2 = 016 (м).
5.2.Снеговая нагрузка
Проектируемое здание находится в 5 климатическом районе где нормативное значение веса снегового покрова составляет S0 = 2 кгс м2. Расчетная снеговая нагрузка определяется на основании нормативного значения массы снегового покрова на 1м2 для заданного района определяем по формуле:
Fсн =095 14 05 2 981 1 6 6 10 -3 = 047 кН
где g = 9.81 мс2 - ускорение свободного падения
= 1 - коэффициент перехода от массы снегового покрова земли к нагрузке на кровлю
fсн = 1.4 - коэффициент надежности по нагрузке для веса снегового покрова
5.3.Крановая нагрузка
Расчетное максимальное усилие на колонну D2max от двух кранов:
D2max = 095 11 085 235 19=3966кН.
где 19 – сумма ординат линии влияния поперечной силы.
Расчетное минимальное усилие на колонну D2min от двух кранов:
D2min = 095 11 085 1085 19=18311кН.
Расчетное горизонтальное усилие от поперечного торможения кранов:
Н2max = 095 11 085 99819=16843кН.
где Нnmax = 05 (32+87) 981 05=998кН.
Расчетное максимальное усилие на среднюю колонну D4max от четырех кранов:
D4max = 2 095 11 07 23519=65323кН.
5.4.Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка определяется по СНиП «Нагрузки и воздействия». Напора ветра на высоте 10 м = 38 кгм2.
Рис. 4 Линия влияния к определению у
6. Статический расчет
Статический расчет поперечной рамы выполняется на ЭВМ программой “Poperechnik” для которой исходные данные собраны в таблицу
Обозначение и размерность
Фамилия и номер варианта
Пристройка слева здания
Пристройка справа здания
Высота сечения надкрановой части крайней колонны
Высота сечения подкрановой части крайней колонны
Высота надкрановой части крайней колонны
Высота подкрановой части крайней колонны
Высота сечения ветви крайней двухветвевой колонны
Число проемов крайней колонны
Ширина сечения крайней колонны
Высота сечения надкрановой части средней колонны
Высота сечения подкрановой части средней колонны
Высота надкрановой части средней колонны
Высота подкрановой части средней колонны
Высота сечения ветви средней двухветвевой колонны
Число проемов средней двухветвевой колонны
Ширина сечения средней колонны
Требуется ли Вам усилия в расчетных сечениях крайней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1 м2 поверхности земли
Напор ветра на высоте 10 метров
Грузоподъемность основного крюка крана
Максимальное давление колеса крана
Минимальное давление колеса крана
Высота здания до верха стенового ограждения
Суммарная высота панелей остекления в надкрановой части здания
Суммарная высота стеновых панелей в надкрановой части здания
Фамилия и номер варианта : Ковченкова 407
Пристройка слева здания отсутствует
Пристройка справа здания отсутствует
hвк= 0.4 hнк= 0.7 Hвк= 4.7 Hнк= 6.3 hк= 0.0 nк= 0.0
hвc= 0.6 hнc= 0.7 Hвc= 4.7 Hнc= 6.3 hc= 0.0 nc= 0.0
Еb= 27000 Пр-ка= .25 q= 3.2 Gp= 4500 So= 224.0 wo= 38.0
Fnmax= 235 Fnmin= 108.5 a= 6.0 l= 18.0 Hl= 12.8 hoc= 0.0
bк= 0.4 bc= 0.4 Q= 32.0 hcп= 6.6
Усилия действующие на поперечную раму
F1= 187.2kH F2= 101.5kH F3= 0.0kH F4= 40.0kH Fcн= 56.4kH
D2max= 407.0kH D2min= 187.9kH H2max= 17.3kH
W1= 7.7kH W2= 0.0kH w= 3.0kH
ПРИМЕЧАНИЕ: значения усилий W2 и w приведены без учета Сн и Со.
Эксцентриситеты усилий
: e : ef1 : ef2 : ef3 : ef4 :
: 0.15: 0.10: 0.50: 0.00: 0.65:
: : : Усилия в расчетных сечениях средней колонны
: : :----------------------------------------------------------------------
:N :KC: 1 - 1 : 2 - 2 : 3 - 3 : 4 - 4
: : : M : N : M : N : M : N : M : N : Q :
:1 : 1: 0.0: 373.4: 0.0: 407.3: 0.0: 487.2: 0.0: 565.8: 0.0:
:2 : 1: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0:
:3 :.9: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0:
:8 : 1: 0.0: 0.0: 133.1: 0.0: -173.4: 407.0: 92.7: 407.0: 24.2:
:9 :.9: 0.0: 0.0: 119.8: 0.0: -156.1: 366.3: 83.4: 366.3: 21.8:
:10: 1: 0.0: 0.0: -33.4: 0.0: -33.4: 0.0: 32.6: 0.0: 6.0:
:11:.9: 0.0: 0.0: -30.1: 0.0: -30.1: 0.0: 29.3: 0.0: 5.4:
:12: 1: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 670.4: 0.0: 670.4: 0.0:
:13:.9: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 603.4: 0.0: 603.4: 0.0:
:14: 1: 0.0: 0.0: 21.2: 0.0: 21.2: 0.0: 63.4: 0.0: 3.9:
:15:.9: 0.0: 0.0: 19.1: 0.0: 19.1: 0.0: 57.0: 0.0: 3.5:
:16: 1: 0.0: 0.0: -21.2: 0.0: -21.2: 0.0: -63.4: 0.0: -3.9:
:17:.9: 0.0: 0.0: -19.1: 0.0: -19.1: 0.0: -57.0: 0.0: -3.5:
Крановая от 2-х кранов (D2max)
Крановая от 4-х кранов (D4max)
Крановая горизонтальная (H2max)
7 Сочетание усилий в расчетных сечениях колонн
Расчетные сечения усилий в средней колонне двухпролетной поперечной рамы
Расчет стропильной сегментной фермы
1.Исходные данные для расчёта
Место строительства г. Норильск.
В качестве напрягаемой арматуры принимаем канаты К1400 диаметром 15 мм по ГОСТ 13840-68 в качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаем сталь класса A400 по ГОСТ 5781-82 в качестве конструктивной - арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 5781-82. Для напрягаемой арматуры принимаем:
Для ненапрягаемой арматуры класса A400 принимаем:
Rs = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
Rsw = 285 МПа (диаметр 6 8 мм);
Rsc = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
Расчётные нагрузки от собственного веса покрытия на 1 м2 горизонтальной поверхности определяются в соответствии с таблицей.
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка
Коэф. надежности по нагр. γf
Жб ребристые плиты покрытия (3х6 м)
Утеплитель (готовые плиты) ρо=150 кг м3
0 015 981 10 -3 =0221
50 002 981 10 -3 =0343
Рулонный ковер – 3 слоя рубероида
Итого: нагрузка от покрытия и кровли
Расчётная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия составляет:
Суммарная расчётная нагрузка от покрытия и снега равна
Принимаем ферму с порядковым номером по несущей способности 8 и номером опалубки (типоразмер) 3.
Следовательно рассчитываемая ферма будет иметь следующую марку: 1ФБС Принимаем в качестве исходного материала тяжелый бетон класса В35 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Для тяжёлого бетона класса В35 принимаем:
Rbtser = 195 мПа; Rbser = 225 мПа; Rbt = 13 мПа; Rb = 195 мПа; п = 0.9; Eb = 34500 мПа
3. Статический расчет фермы
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1 м2 горизонтальной поверхности q nser = 23 кН м2
Нагрузка от собственного веса ферм:
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Расчетные нагрузки определяем с учетом коэффициентов надежности по нагрузке γf:
- постоянная нагрузка от собственного веса на 1 м2 горизонтальной поверхности:
- от собственного веса фермы:
q б=059·11·095=062 кНм2
- от массы снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Pnser = (23 + 059) .6 .3 = 5202 кН;
Psser=224. 6. 3 = 4032 кН;
Ps1 ser = 1126 3 = 2016 кН;
Рn =(266+ 062)63 = 5904 кН;
Ps1 = 166 3 = 1458 кН.
Усилия в элементах фермы вычисляют по основному сочетанию нагрузок для получения следующих комбинаций усилий: Mm Mma Nma Nmax Mсоотвmin
Таким образом изгибающие моменты и продольные силы равны:
Nser = 4290 . (5202 + 4032) = 37761 кН;
N1ser = 4290 . (5202 + 2016)= 25251 кН;
N = 4290 . (5904 + 3834) = 41776кН;
Mser = 0118 . (5202 + 4032) = 1039 кН. м (элемент 0-2);
M1ser = 0118. (5202 + 2016) = 695 кН. м;
М = 0118. (5904 + 3834) = 1149 кН. м
(арматура Asp будет расположена у верхней грани пояса) ;
Nser = 4597 . (5202 + 4032) = 40463 кН;
N1ser = 4597. (5202 + 2016) = 27058 кН;
N = 4597. (5904 + 3834) = 44766 кН;
Mser = 0011 . (5202 + 4032) = 097 кН. м (элемент 4-6);
M1ser = 0011. (5202 + 2016) = 065 кН. м;
М = 0011. (5904 + 3834) = 107 кН. м
(арматура Asp будет расположена у нижней грани пояса);
N = -5085. (5904 + 3834) = -49517 кН;
N1 = -5085. (5904 + 1458) = -37436 кН;
М = 0234. (5904 + 3834) = 2279 кН. м;
M1 = 0234. (5904 + 1458) = 1723 кН. м (элемент 2-0);
N = -469 . (5904 + 3834) = -45671 кН;
N1 = -469 . (5904 + 1458) = -34528 кН;
М = 0291 . (5904 + 3834) = 2834 кН. м (элемент 4-2);
M1 = 0291. (5904 + 1458)= 2142 кН. м;
N = -0064 . (5904 + 3834) = -623 кН;
N1 = -0064 . (5904 + 1458) = -471 кН;
М = -0159 . (5904 + 3834) = -1548 кН. м (элемент 2-2)
M1 = 0159 . (5904 + 1458) = -1171 кН. м.
Расчетная поперечная сила на опоре фермы равна:
Q = (Р2+ Р4+ P6+ P8+ PIO+ Р12+ Р14)2 = 7 (5904 + 3834)2 = 34083 кН.
4. Расчет нижнего пояса
4.1. Расчет ПН нижнего пояса балки: подбор арматуры
Сечение нижнего пояса (bхhн) 240х220 мм. Расчетные усилия в нижнем поясе:
Для первой комбинации усилий:
Расчетное усилие в сечении: N=41776 кН М=1149 кН.м (первая комбинация усилий).
Величина защитного слоя бетона ар=005 м класс ПН арматуры К 1400; RS=1170 МПа рабочая высота сечения h0=024-005=019 м.
- относительного центра тяжести сечения:
e0=МN=114941776=00275
- относительно граней сечения соответственно верхней и нижней:
e’=e0+h2-ap’= 00275+0242-005=00975м
e=-e0+h2-ap=-00275+0242-005=00425 м
=11 – коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольной силы е0.
Аsp=Nе’Rs(h0-аp’)=41776.0097511.1170.103.(024-005)=000017 м2
Аsp’=NеRs(h0-аp’)=41776·0042511.1170.103.( 024-005)=0000073м2
Для второй комбинации усилий:
Расчетное усилие в сечении: N=44766 кН М=107 кН.м
) Расчетный эксцентриситет продольной силы для первой комбинации усилий:
e0=МN=10744766=00024
e’=e0+h2-ap’= 00024+0242-005=00724м
e=-e0+h2-ap=-00024+0242-005=00676 м
Аsp=Nе’Rs(h0-аp’)=447.66.0072411.1170.103.(024-005)=000013 м2
Аsp’=NеRs(h0-аp’)=447.66·0067611.1170.103.( 024-005)=000012 м2
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры:
Аsp=000017 м2 – у верхней грани пояса;
А’sp=000013 м2 – у нижней грани пояса.
Принимаем нижнюю арматуру 39 К1400 А’sp=153 мм2 dsp=9 мм а верхнюю 212 К1400 Аsp=1812 мм2 dsp=12 мм.
Рис. 5 Армирование нижнего пояса ферм
4.5 Расчет ПН нижнего пояса фермы: образование трещин
Бетон В35 условия твердения - подвергнутый тепловлажностной обработке; способ натяжения арматуры - механический; средний коэффициент надежности по нагрузке γfm=1249; длина растянутого пояса l=18 м.
Нормативная прочность бетона при растяжении Rbtser=195 МПа модуль упругости бетона Еb=34500 МПа нормативная прочность арматуры Rsser=1400 МПа модуль упругости арматуры Es=18·105МПа
Назначаем величину предварительных напряжений: sp=08.1400=1120 МПа
Коэффициент неблагоприятного влияния ПН γsp=09
Величина предварительный напряжений: sp=’sp= sp·γsp=1120·09=1008 МПа
Потери от релаксации арматуры:
Δsp1=(022. sp Rsser-01) sp=(022.10081400-01 ) .1008=5887
Потери от перепада температуры при тепловлажностной обработки бетона:
Δsp2=125.Δt=125.65=8125 МПа
Потери от деформации стальной формы: Δsp3=30 МПа
Потери от деформации анкеров: Δsp4=Δll+1м. Еs Δl=2 мм
Δsp4=000218+1 м .180000=190 МПа
Первые суммарные потери:
Σlosl= Δsp1+ Δsp2+ Δsp3+ Δsp4=5887+8125+30+190=18912 МПа
Потери от усадки бетона: Δsp5 = вsh.Еs=00002.180000=36 МПа
Коэффициент ползучести φbcr =15
Коэффициент приведения арматуры к бетону α=ЕsEb=18000034500=52
Коэффициент армирования сечения sp=AS+A’SPhb=(0000181+0000153)024.022=000633
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
Р1=(Аsp+ Аsp’)( sp+ losl)=(0000181+0000153)·(1008-18912) ·103=27351 кН
Приведенная площадь сечения: Аred=bh+αАsp+αA’sp=024·022+52·1813·10-6+52·153.10-6=0055 м2
Приведенный статический момент:
Sred=bh.h2+α.Aspap+α.A’sp(h-a’p)=024.022.0222+52.1812.10-6.005+52.153.10-6.(024-005)=0006 м3
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее растянутой грани:
y=SredAred=00060055=01 м
Момент инерции бетонного сечения:
Ib=b.h312+bh(y-h2)2=024.022312+024.022(01-0242)2=23·10-4м4
Момент инерции нижней и верхней арматуры:
Isp=Аsp(y-ap)2=1812.10-6(01-005)2=045.10-6 м4
Isp= А’sp(h-y-a’sp)2=153 .10-6(022-01-005)2=075.10-6 м4
Приведенный момент инерции сечения:
Ired=Ib+apIsp+ap Isp =23.10-4+5.045.10-6+5.075.10-6=000024 м4
Расстояние от ц. т. приведенного сечения до ц. т. арматуры соответственно нижней и верхней: ysp=y-ap=01-005=005 м y’sp=h-y-a’p=022-01-005=007 м
Эксцентриситет усилия обжатия с учетом обжатия с учетом первых потерь:
eop1 =Asp·ysp- A’sp ·y’spAsp+A’sp=1812 .005-153 .0071812+153=-00049 м
Напряжения в бетоне на уровне ц.т. нижней и верхней арматуры:
bp=P1Ared +P1.eop1.yspIred=(273510055+27351.(-00049).005000024) .10-3=469 МПа
’bp =P1Ared- P1.eop1.y’spIred=(273510055-27351.(-00049).007000024) .10-3=536 МПа
Потери от ползучести бетона:
Δsp6=08φbcrαbp1+αsp(1+e0p1yspAredIred)(1+8φbcr)=08.15.52.4691+52.000633.(1+(-00049).005.0055000024)(1+08.15)=2739 МПа
Δ’sp6=08φbcrα’bp1+αsp(1-e0p1y’spAredIred)(1+08φbcr)=08.15.52.5361+52.000633.(1-(-00049).005.0055000024(1+08.15)=3107 МПа
Вторичные суммарные потери в верхней и нижней арматуре:
los2=Δ sp5+ Δ sp6=36+2739=6339МПа
’los2= Δ sp5+ Δ ’sp6=36+3107=6707 МПа
bp>0 т.е. потери от ползучести следует учитывать
los1+los2=18912+6339=25251 МПа
sp2= sp-( ’sp2= sp-( los1+ ’los2)
sp2=1008-(18912+6339) =75549 МПа
’sp2=1008-(18912+6707)=75181 МПа
Коэффициент пластичности γ=13
Упругий момент сопротивления приведенного сечения:
Wred=Iredy=00002401=00024 м3
r=WredAred=000240055=0044 м
Усилия обжатия с учетом всех потерь:
P=(Asp+ A’sp) .sp2=(1812+153) .75549=25248кН
Экцентриситет усилия обжатия с учетом всех потерь:
e0p=(1812.75549·005-153.75181.007)25248=-478 м
Момент трещеностойкости
Мcrc=γ.Rbtser.Wred+P(eop+r)=13.195.00024+25248((-478)+0044)=-119574 кН
Нормативное усилие от постоянной и полной снеговой нагрузки
Ntot=Nγfm=417761249=33448 кН
Момент усилия Ntot относительный
Mr=Ntot(e0+r)=33448(00275+0044)=2352 кН
Проверка трещеностойкости Mcrc>Mr
Трещины не образуются расчет по их раскрытию трещин не требуется.
5. Расчет верхнего пояса: подбор арматуры
расчет усилий в сечении: N=-49517 кН M=2279 кН.м
размеры поперечного сечения b=024 м h=022 м
величина защитного слоя бетона а=а’=004 м
класс простой арматуры А500
длина панели верхнего пояса l=18 м
Величина случайного эксцентриситета
ea=max(1600 .l130h10 мм)=1600.15=00025130.028=001 м
Расчетная длина панели верхнего пояса: l0=09·l=09.15=135 м
5028=38 4 т.е. прогиб не учитывается
Рабочая высота сечения: h0=h-a=022-004=018 м
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения:
e0=max(MNeа)=227949517=0046
e= e0+h0-a2=0046+022-0042=0136м
Граничная высота сжатой зоны: R=m055))
R=min(08(1+435700))=0494
Предельный относительный момент:
αm=N·e(γb2·Rв·b·h02)=49517·0136(09·195·1000·024·0182)=0493.
Площадь сжатой и растянутой арматуры:
AS=AS’=(γb2·Rв·b·h0RS)·[αm-(1–05)](1-)=(09·195·024·018435)·[0493–0494·(1–05·0494)](1–022)=0000211 м2
Принимаем нижнюю и верхнюю арматуру 212 А500 Аs= A’s=226 мм2 ds=12 мм.
Диаметр поперечных стержней определяем из условий:
dsw = 025 · 12 = 3 мм.
Принимаем 6 B500 с шагом S=200мм.
Рис. 6 Армирование верхнего пояса ферм
М=-1548 кН.м; N=-623 кН
Размер поперечного сечения: b=024 м h=022 м
-величина защитного слоя бетона аp=ap’=004м
-класс простой арматуры А400
-длина панели верхнего пояса l=15 м
Величина случайного эксцентриситета: ea=max(1600l130h10мм)=1600.15=001
l0h4 т.е. прогиб не учитывается
e0=max(MN)=(1548623)=248 м
e=e0+h0-a2=248+022-0042=257 м
Граничные высоты сжатой зоны:
R=m055)=(081+355700)=08151=053
αR=m04)=053.(1-05.053)=038
αm=N·e(γb2·Rв·b·h02)=623·257(09·195·1000·024·0182)=0117
AS=AS’=(γb2·Rв·b·h0RS)·[αm-(1–05)](1-)=(09·195·024·018355)·[0117–053·(1–05·053)](1–022)=0000224 м2
Принимаем нижнюю и верхнюю арматуру 212 А400 Аs= A’s=226 мм2 ds=12 мм.
Рис. 7 Армирование стойки
7. Расчет опорного узла
Поперечная сила: Qmax=34083 кН
Ширина и высота сечения опорной части: b=024; h1=088 м
Величина защитного слоя бетона: ар=ар’=006 м
Длина проекции наклонного сечения: с=126
Рабочая высота сечения: h0=h1+c12-(ap-еsp)=088+28512-(006+007)=0855
Момент сопротивления бетона:
Мb=15φn.Rbt.b.h20=15.1346.13.103.024. 08552=46049 кН.м
Поперечная сила воспринимаемая бетоном: Qb=Mbc=46049126=36547 кН
φnRbtbh0=05.1346.13.103.024.0855=17953 т.е. не корректируется
Qb=1795325 Rbtbh0=25Qb25.13.103.024. 088
5476864 т.е. не корректируем
Проекция наклонного сечения при нагрузке виде сосредоточенной силы
Поперечная сила в таком сечении: Q1=Qmax=34083 кН
Параметр a01=m2)=143
Параметр: 1=340831346.13.103.024.088=092
Предельное значение параметра: 1ult=15143+01875.143=1132
Проверка условия: 1=092 1ult=1132
Требуемая интенсивность хомутов:
qsw=025.φn .Rbt.b .iult 1=025.1346.13.103.024.1132092=12918кНм
sw=mh12:φn.Rbt.b.h02Qm0882=044;13.103.024.08812918=213; =044
Требуемая площадь поперечной арматуры при 2 стержнях в сечении:
Asw=qsw.swRsw=12918.03290.103.106=000013.10-6
Принимаем поперечную арматуру: 212 А400 Аsw=226 мм2 с шагом S=300 мм
Рис. 8 Армирование опорного узла
Проектирование колонны
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
1. Исходные данные для расчета
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=07 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=465 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=63 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2 (1+9+11+15)
b1=11 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части:
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400
изгибающий момент от длительной нагрузки:
Ml =0+1198·0305-301·0305+0=2736 кН
продольное усилие от длительной нагрузки:
l=4073 +0+0+0=4073 кН
Рис. 9 Линия влияния опорной реакции
-коэффициент линии влияния.
где: =1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры:
αm = (M+N·(h0-as’)2 (Rb·γb1·b·h02)=0188
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
принимаем S = 200 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 10 Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
Без учета нагрузки от крана:
где =07-005=065 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 3-3 (1+8+10) N = 8942 кН и М = -2068 кНм.
Расчетная высота колонны принимается.
b1=1.1 так как в сечении 3-3 участвует нагрузка от крана.
изгибающий момент от длительной нагрузки;
Ml =0-3053·0305-334·0305=-1033кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
l=4872+407·0305+0=61134 кН
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=033.
Расчет необходимой площади сечения арматуры
αm = (M+N·(h0-as’)2) (Rb·γb1·b·h02)=(2068+8942·(065-005)2)(14500·11·04·0)=024
Из условия устойчивости принимаем 2 20А400 с = As=Asс 0000628 м2
принимаем S = 300 мм.
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура
A=A`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 11 Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=4073 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2.
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы:
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
т.к. е еmin то принимаем е=00945 м.
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20.
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=11921 кН определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=4872+1015·05+0+6034·0305=72199кН
Ml =72199 ·0013=939 кН
т.к. е еmin то принимаем е=0068 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20.
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой. Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны определяется по формуле:
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
2 А400 с As=Asс =760 мм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
где: - ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С3 принимается по конструктивным требованиям 28 А400.
Рис. 12 Армирование консоли средней колонны
Проектирование фундамента
1 Исходные данные для расчета
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.
Характеристики арматуры класса А400:
Rs = 355 МПа; Rsc = 355 МПа; Rsw = 285 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В20:
Rbt.ser = 14 МПа; Rb.ser = 15 МПа; Rbt = 09 МПа; Rb = 115 МПа; γb2 = 09; Eb = 27000 МПа.
Расчетное сопротивление грунта – R0 = 022 МПа.
Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):
Мmax = 1697 кН·м– максимальный момент в сечении колонны
Nсоот = 6673 кН– максимальная продольная сила в сечении колонны
Qсоот = 307 кН– максимальная поперечная сила в сечении колонны
Мser = Мmax 115 = 1697 115 = 14757 кН·м – расчетный момент
N0 ser = Nсоот 115 = 6673 115 = 58026 кН – расчетная продольная сила
Qser = Qсоот 115 = 307 115 = 267 кН – расчетная поперечная сила
2. Предварительный выбор основных размеров фундамента
2.1. Определение глубины заложения фундамента
Глубина заложения определяется только из условия анкеровки так как колонна средняя промерзание грунта не будет.
- минимальное расстояние от дна стакана до подошвы.
2.2. Размеры стаканной части фундамента
Величина заделки колонны в фундамент: hз = hкол = 07 м
Глубина стакана: hс = hз + 005 = 07 + 005 = 075м;принимаем hс = 10 м
Минимальная высота фундамента: Hf min = hс + 03 = 10+ 03 = 13 м
Принимаем для дальнейшего расчета: Hf = 15 м
2.3. Размеры поперечного сечения подколонника
Длина подоколонника:
lп = hкол + 2 0075 + 2 bw = 07 + 015 + 2 015 = 115 м
Ширина подоколонника:
bп = bкол + 2 0075 + 2 bw = 04 + 015 + 2 015 = 085 м
hкол = 07 м – высота сечения колонны
bкол = 04 м – ширина сечения колонны
bw = 015 м – толщина стенки стакана в первом приближении
Принимаем следующие размеры:
Уточняем толщину стенки стакана расположенной перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента:
lw = (lп - hкол – 015) 2 = (15-07- 015) 2 = 0325 м
Уточняем толщину стенки стакана расположенной параллельно плоскости действия изгибающего момента:
bw = (bп - bкол – 015) 2 = (12 – 04 – 015) 2 = 0325 м
2.4. Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
М = Мmax + Qсоот Hf = 1697 + 307 15 = 21575 кНм
l = (N0 ser (m(R0 - d)))12 = (58026 (08(220-2015)))12 = 195 м
m = 08 - соотношение между сторонами подошвы фундамента
Hf =15м – глубина заложения фундамента;
b = l m = 195 08 = 156 м
Принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
l = 21 м b = 18 м h = 15 м S = 378 м2
Рис. 13 Размеры фундамента
2.5. Расчет плитной части фундамента
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных состояний. Расчет по первой группе включает проверку прочности на продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и подколонника. Расчет по второй группе предельных состояний – на образование и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Среднее давление на грунт:
Р = N0 ser (b l ) = 6673 (18·21)+ = 17653 кПа
Толщина дна стакана:
hbot = Hf - hс = 15 – 10 = 05 м
Высота плитной части: H = 03 м
Р =N0 ser (b · l)+(Мser+ Qser ·Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (18·21)+(14757+267·15)(18·2126) + 2000·165·981·10-3·115=35558кПа
Р = 35558кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
Условие не выполняется принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
l = 24 м b = 18 м h = 15 м S = 432 м2
Р =N0ser (b · l)+(Мser+ Qser · Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (18·24)+(14757+267·15)(18·2426) + 2000·165·981·10-3·115=30027кПа
Р = 30027кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
l = 27 м b = 21 м h = 15 м S = 567 м2
Р =N0ser (b · l)+(Мser+ Qser · Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (21·27)+(14757+267·15)(21·2726) + 2000·165·981·10-3·115=22845кПа
Р = 22845кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
3. Проверка фундамента по прочности на продавливание
Рабочая высота плитной части: H0 = H - а = 03 – 005 = 025 м
Проверяем условие:H0 = 025 м H + (l - b )2=03+(27-21) 2 = 06 м
Необходимо произвести расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии только расчетной нормальной силой.
Площадь многоугольника ABCDEG:
А0 = 05b(l - ln - 2H0 )-025(b - bn - h01 )2 =0521(27-21-2025)-025(21-12-05)2 =0065 м2
Наибольшее краевое давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах:
Pmax = (Nсоот bl) + (Mmax Wy ) = (6673 2127) + (1697 27 (2136) = 1584 кПа
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 0065 1584 = 103 кН
Средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в пределах рабочей высоты:
Um = bc + hbot0 = 07 + 045 = 115 м
hbot0= hbot – а=05-005=045 м
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ащ = 2 hз (bкол + hкол ) = 207(04+07) = 154 м2
Проверяем условие прочности на продавливание:
N = b l Rbt ( ’ A0 ) + Um hbot0 = 2127900 (085 0065) + 115045 = 9236251 кН
’ = 1 – 04 Rbt Ащ Nсоот = 1 – 04900154 6673= 017 085
Nсоот = 6673 кН N = 9236251 кН
Условие выполняется.
4. Проверка фундамента по прочности на раскалывание
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за вычетом стакана фундамента соответственно:
Afl = 072 м2 Afb = 054 м2
Так как: bкол hкол = 04 07 = 028 Afl Afb =072054 = 129
то: N = 0975 Afl Rbt (1 + bкол hкол ) = 0975081900(1+0409) = 102636 кН
и тогда проверяем: Nсоот = 6673 кН N = 102636 кН
5. Проверка ступени по прочности на продавливание
Площадь многоугольника продавливания: А0 = 044 м2
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 044 1584 = 697 кН
Проверяем условие прочности ступени на продавливание:
F = 697 кН bm Rbt b2 h02 = 105 900 09 025 = 21263 кН
bm = h02 + b2 = 025 + 08 = 105 м
Рис. 14 К определению площади продавливания
6. Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента производится одной сеткой С-7 с рабочими стержнями с шагом 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной длинной стороне фундамента и вылетом ступени cl = 06 м:
Mb=Nсоотcl2(2l)(1+6e0l–4(e0cl l2))=66730452(227)(1+6028 27–4(02806272))=346 кНм
е0 = (Mmax + Qсоот d) (Nсоот + 20 b l ) = (1697 +307 165) (6673 +202127) = 028 м
Asl = Mb (09 RS h01 ) = 346(09 355103 05) = 0.00022 м2
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной короткой стороне фундамента и вылетом ступени cb = 06 м:
Ml = Nсоот c12 (2 b) = 6673062 (221) = 572кНм
Asb = Ml (09 RS h01 ) = 572 (09 355103 05) = 000018 м2
Количество стержней в сетке по длине и ширине:
Минимальный диаметр стержней в сетке по длине и ширине:
dsl(b) = (4 * Asl1(sb1) ( * nl(b)))0.5
dsl = (4 · 220 ( · 13))0.5 = 464 мм.
dsb = (4 · 180 ( · 10))0.5 = 479 мм.
Принимаем сетку С-1
7. Проверка прочности подколонника
Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне плитной части (сечение 1-1) и в уровне нижнего торца колонны (сечение 2-2).
Случайный экцентриситет:ea = lп 30 = 21 30 = 007 м
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт ea + Qcooт hп = 1697 + 6673007 + 30712 = 25325 кНм
Эксцентриситет продольного усилия:
е1 = M1 Nсоот + еа = 25325 6673 + 007 = 045 м
Площадь сжатой зоны:
АВС = bп lп (1 – 2 е1 lп ) = 12 21 (1 – 21045 21) = 144 м2
Проверяем условие:Nсоот=6673b3b9 Rb ABC=0850911500144=126684кН
Т.к. это сечение коробчатое то оно приводится к эквивалентному тавровому
hf = h’f = bw1 = bw = 0325 м; b = 2bw2 = 2b’w = 0325 м; bf = b’f = bп = 12 м
’ = 1-04 Rbt Ащ Nсоот = 1-04900154 6673=083 085
Продольная сила передаваемая через бетон замоноличивания на стенки стакана:
Nc = 04 Rbt b2 Aщ = 0490009154=49896 кН
Nc=(1- ’)Nсоот = (1-085)6673= 1001 кН
Проверяем условие: Nс = 1001 Rb b’f h’f = 11500120325 = 8625 кН
Условие выполняется. Следовательно граница сжатой зона проходит в полке и сечение расчитывается как прямоугольное с шириной bп = 12 м.
M2 = Мmax-Ncea+Qcooтhс = 1697 +1001007+3071 =2074 кНм
Эксцентриситет продольного усилия: е2 = M2 Nс + еа = 2074 1011 + 007 = 212 м
Площадь сжатой зоны: АВС = bп lп (1 - 2 е2 lп ) = 12 21 (1 - 21212 21) 0
Следовательно сила приложения находится за пределами сечения подколонника. Рассчитываем подколонник как внецентренно нагруженный жб элемент по высоте сжатой зоны:
х = Nсоот Rb bп = 6673 11510312 = 005 м
х = 005м R (lп – 005) = 0531 (15– 005) = 109 м
Требуемая площадь рабочей продольной арматуры на одну сетку:
А’S = АS = ((Rb bп lп02 ) RS ) ((n - ’n (1-05’n )) (1-)) =
= ((11510312145 2)355103) ((009-0024(1-050024)) (1-0024)) = 000246 м2
l п0 = lп - а’ = 15 – 005 = 145м
l2 = l1 + 05(lп0 – а’ ) = 1178 + 05(145-005) = 278м
’n = Nсоот (Rb bп lп0 ) = 6673 (11510312145) = 0024 R = 0531
n = Mmax l2 (Rb bп lп02 ) = 1697 278 (115103121452 ) = 0009
= а’ lп0 = 005 145= 0024
каркаса КР 1 по 612 А400 с А’S = АS ≥ 00004 bп lп0 = 0.00098 м2
каркаса КР 2 по 514 А400 с А’S = АS ≥ 0.0004 bп lп0 = 0.00098 м2
Проверяем условие по наименьшей принятой площади арматуры:
N*=Rbbпх(lп–05х)+RSCA’S(lп0–a')=11510312005(15-05005)+4351030000679(145–005) = 309629 кНм
Nсоот=6673N*= 309629 кНм - условие выполняется.
8.Расчет подколонника по наклонным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по одному из двух наклонным сечениям: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного эксцентриситета.
Расчетный момент с расчетным эксцентриситетом:
при е’ = (Мmax + Qсоот hc ) Nсоот = (1697 + 3071) 6673=03 м
hкол 2 = 12 = 05 м > е’ = 03 м > hкол 6 = 07 6 = 012 м
МВ = Мmax + Qсоот hc - 07 Nсоот е’ = 1697 +3071 – 07667303 = 6027 кНм
Площадь рабочей арматуры одной сетки С2:
АS = МВ RS zi = 6027 435103 30 = 0.0001 м2
zi = z1 + z2 + z3 + z4 = 02+04+06+08= 2 м
zi - расстояние от каждого ряда сеток С 2 до торца колонны.
Т.к. полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку 4 12 А-400 с АS = 0000452 м2.
9.Армирование подколонника
Железобетонный подколонник проектируемого фундамента армируется вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас горизонтальными сетками в пределах высоты подколонника и сетками косвенного армирования под дном стакана.
Количество сеток принимается взависимости от глубины стакана. Сетки располагаются равномерно по высоте от верха фундамента до отметки ниже дна стакана на 50 мм. Стержни горизонтальных сеток располагают к наружных и внутренних плоскостей стенок стакана с таким расчетом чтобы стержни продольной арматуры подколонника проходили внутри ячеек сетки. Согласно типовой серии 1.412.1-6 принята расстановка горизонтальных сеток. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника принята: 50 мм в попречном направлении и 50 мм в продольном направлении.
Рис. 15 Армирование фундамента под колонну
Библиографический список
ГОСТ 11118-73. Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий. Технические требования. Москва.
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 1х7. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций
Технические условия. Госстрой СССР. Москва. 1994. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24 м.
) СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 2006.
) СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции Основные положения. ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2004.
) СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) Железобетонные конструкции. Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.
) Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново. 2006.

Пояснительная записка -1 сдача.doc

Компоновка конструктивной схемы здания 5
1.Конструкция подкрановых балок 5
2.Конструкция ферм 5
3.Конструкции плит покрытия 5
4. Конструкция колонн 6
4.1. Определение размеров колонны по высоте 6
4.2. Привязка и выбор типа колонн 8
5. Компоновка и выбор стенового ограждения 9
6.План и разрезы проектируемого здания 10
7. Пространственная жесткость здания 13
Расчёт и конструирование ригеля . 14
1.Исходные данные для расчёта 14
3. Расчёт по первой группе предельных состояний 18
4. Расчёт по второй группе предельных состояний 22
5.Расчёт прочности наклонного сечения 26
Статический расчёт поперечной рамы. . 29
1.Расчётная схема .29
2. Сбор постоянных нагрузок на поперечную раму .30
3.Сбор временных нагрузок на поперечную раму .30
3.1. Снеговая нагрузка .30
3.2.Крановая нагрузка 31
3.3.Ветровая нагрузка .31
4. Исходные данные для расчёта на ЭВМ .31
5. Расчётные сочетания усилий в крайней колонне .23
Проектирование колонны .35
1. Исходные данные для расчёта колонны .35
2. Расчёт колонны на прочность и устойчивость .35
2.1. Расчёт надкрановой части на прочность и устойчивость .35
2.2. Расчёт подкрановой части на прочность и устойчивость .38
3. Расчёт прочности колонны из плоскости рамы .44
3.1. Расчёт прочности надкрановой части из плоскости рамы .44
3.2. Расчёт прочности подкрановой части из плоскости рамы .46
4. Расчёт подкрановой консоли .47
Проектирование фундамента под колонну .50
1. Исходные данные для расчёта фундамента .50
2. Определение глубины заложении фундамента .50
3. Расчёт поперечного сечения подколонника .50
4. Размер подошвы фундамента .51
5. Расчёт плитной части .52
6. Расчёт по прочности на продавливание и раскалывание .53
6.1. Прочность на продавливание .53
6.2. Прочность на раскалывание .54
6.3. Проверка ступеней на прочность .54
7. Армирование подошвы фундамента .55
8. Проверка прочности подколонника .57
8.1.Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям.57
8.2. Проверка прочности подколонника по наклонному сечению .60
9. Армирование подколонника .61
Библиографический список . .62
Компоновка конструктивной схемы здания
Компоновка поперечной рамы заключается в выборе типа основных
конструкций каркаса и определении их размеров. Выбор основных конструкций
осуществляется по исходным данным задания на курсовое проектирование
1 Конструкция подкрановых балок
Конструкция подкрановых балок принимается в зависимости от
грузоподъемности крана. В данном курсовом проекте приняты стальные
подкрановые балки по серии 1.462.2-3.
Рис.1.1. Конструкция металлической подкрановой балки
2 Стропильная конструкция
Стропильная конструкция принятая по заданию представляет собой
железобетонную двутавровую балку пролетом 12м.
Рис.1.2. Конструкция жбдвутавровой балки пролетом 12 м
3 Конструкция плиты покрытия
Конструкция плиты покрытия принимается в зависимости от пролета
стропильных конструкций шага колонн технологических параметров. В данном
курсовом проекте приняты жб плиты покрытия размером 6х3 м.
4 Конструкция колонн
4.1 Определение размеров колонн по высоте
Высота колонны определяется в зависимости от отметки кранового рельса.
В данном курсовом проекте эта отметка в соответствии с заданием на
курсовое проектирование равна Нр = 10 м.
Высота надкрановой части колонны:
Нв = Нкр+(hпб + а1) + а2 = 275+(105 + 015) + 045 = 44 м
Нкр=275 - габаритный размер крана м
hпб= 105 - высота подкрановой балки (при грузоподъемности
Q = 32 т) согласно [2] м
а1 = 015 - высота подкранового рельса с прокладками м
а2 = 045 - технологический зазор м
Основные параметры мостового крана нормального типа определяем согласно [5]
Таблица основных параметров мостового крана
Гп крана Пролет Основные габаритные Нагрузка нат
здания размеры колеса кН
-жесткого диска покрытия -жесткогодиска покрытия
-системы вертикальных связей -жестким защемлением колонн в
подкрановыми балками фундаменте
Расчет стропильной двускатной двутавровой балки
1 Исходные данные для расчёта
Пролёт здания (L): 12м;
Шаг колонн (а): 6 м;
Плиты покрытия (lхb): 3
Место строительства: г.Барнаул.
В соответствии с положениями п. 12 в качестве напрягаемой арматуры
принимаем канаты К7диаметром 15 мм по ГОСТ 13840-60 в качестве
ненапрягаемой рабочей арматуры принимаем сталь класса A400 по ГОСТ 5781-82
в качестве конструктивной - арматурную проволоку периодического профиля
В500 по ГОСТ 5781-82. Для напрягаемой арматуры по табл.20 23 и 29 [2]
Для ненапрягаемой арматуры класса A400 из табл.22 и табл.29 принимаем:
Rs = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
Rsw =285 МПа (диаметр 6 8 мм);
Rsc = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
№ Наименование НормативнаКоэффициенРасчетная
пп я нагрузкат нагрузка
qн кНм2 надежностиqр кНм2
Жб ребристые плиты покрытия 18 11 20
Один слой рубероида 0028 12 0036
Утеплитель (готовые плиты) 012 12 0144
Цем.-песч. стяжка [pic][pic]0336 13 0437
Два слоя линокрома 0059 12 0076
Итого: нагрузка от покрытия и qнкр=234 qркр= 27
Нормативная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия составляет:
S0 = 24(107)= 168 кНм2.
Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия составляет:
где 1=1- коэффициент перехода от массы снегового покрова земли к
снеговой нагрузке на покрытии.
Суммарная расчетная нагрузка от покрытия кровли и снега равна:
q=qркр+S=27+24=51 кНм2.
Суммарная нормативная нагрузка от покрытия кровли и снега равна:
qн=qнкр+S0=234+168=402 кНм2.
Расчетное усилие от массы покрытия кровли и снега:
Нормативное усилие от массы покрытия кровли и снега:
Нормативное усилие от постоянных и длительных нагрузок:
Используя правила строительной механики строятся эпюры моментов и
поперечных сил по длине балок от расчетных нагрузок.
Рис. 2.2.а. Конструкция покрытия и расчетная схема балок с эпюрами М и Q
n – число сосредоточенных сил F в пролетах балок
Расчетный пролет балки определяется с учетом фактических узлов их
сопряжений с колоннами:
lр = 1195 – 0142–02252 –0055 = 11713 м.
Положение наиболее опасного нормального сечения балки принимается на
расстоянии Хр от опоры (см. рис. 2.2.б.).
Рис. 2.2.б.Положение наиболее опасного сечения
Поперечная сила на опоре балки:
Q=R-05F=17442-058721=13082 кН
где R=4F05=4872105=17442 кН- опорная реакция в балке от
Изгибающие моменты в расчётном сечении балки:
- от расчётной нагрузки
-от полной нормативной нагрузки:
Mnp=4Fнxp05-05Fнxp=4687422856505-056874228565=29455
- от постоянных и длительных нагрузок:
Mnlp=4Fнlxp05-05Fнlxp=454382856505-
543828565=23301 кНм.
Фактическое поперечное сечение балки при расчёте по первой и второй
группе предельных состояний приводится к эквивалентному двутавровому с
размерами полок по высоте (приближённо):
h’f= h’f1+(h’f2- h’f1)05=019+(021-019)05=02 м;
hf= hf1+(hf2- hf1)05=018+(021-018)05= 0195 м;
Высота балки в расчётном сечении:
hр=hоп+(xр+lб1оп05+аб1оп)tgα=079+(28565+01405+0055)00833=103
Рис. 2.2.в. Приведённое эквивалентное расчётное сечение балки
Требуемое расчётное сопротивление бетона балки определяется по формуле:
[pic]По значению Rтрbпринимаем бетон В20. Но так как арматура в данном
случае канатная то необходимо принимать бетон класса не ниже чем В30
(минимально допустимый класс бетона при канатной арматуре).
Для тяжёлого бетона класса В30 подвергнутой тепловой обработке при
атмосферном давлении принимаем:Rbtser=175 МПа; Rbser=220 МПа;
Rbt=115МПа; Rb=170 МПа; Eb=32500МПа; (п = 09.
Требуемая площадь сжатой и растянутой арматуры определяется в наиболее
опасном нормальном сечении балки (см. рис. 2.2.б.).
3Расчёт по первой группе предельных состояний
Расчёт по прочности нормальных сечений
Расчёт прочности нормальных сечений балок с полкой в сжатой зоне
производится в зависимости от положения границы сжатой зоны.
где h0ор=hр-hf05=1038-019505=094 м-ориентировочная рабочая
высота расчётного сечения балки;
γb2-коэффициент учитывающий длительность действия нагрузки и
принимаемый равным 09 при совместном действии постоянных и снеговых
Поскольку условие не выполняется то граница сжатой зоны проходит в
полке и расчёт производится как для прямоугольного сечения шириной
Вычисляем значение αm по формуле:
Согласно п. 1.23 [2] предварительные напряжения в
арматуре при механическом способе натяжения на упоры стенда равны:
sp≤ Rspser09= 140008 = 1120 МПа;
принимаем sp = 1120 МПа.
Рsp=0051120=56 МПа- допустимое отклонение предварительного натяжения.
Передаточная прочность бетона в момент отпуска арматуры назначается из
Rbp ≥07В = 07. 30 = 21 МПа;
Принимаем Rbp = 21 МПа.
При классе арматуры К7(К1400) и spRs=0957 [pic]
Значит установка сжатой арматуры по расчёту не требуется. Принимаем
конструктивно 2∅12 с Аsc=22610-4 м2.
Принимаю по сортаменту 5 канатов ∅12К7 с Аsp=000045 м2.
Рис. 2.3. Армирование нижнего пояса балки
С учётом действительного размещения напрягаемой арматуры Asp в нижнем
поясе уточняем рабочую высоту расчётного сечения.
hop=hp-а=1038-0041=0997 м
где а- расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до нижней грани
где Asp1 и Asp2- площадь напрягаемой арматуры соответственно в рядах
арматуры первого и второго.
Проверяем прочность сечения.
Значит граница сжатой зоны проходит в полке и расчёт ведётся как для
прямоугольного сечения.
Расчет прямоугольных сечений производится в зависимости от
относительной высоты сжатой зоны следующим образом:
При классе арматуры К7(К1400) и spRsр=0957 [pic]
Коэффициент (s3 определяется по формуле:
Высота сжатой зоны равна:
Поскольку Мрсеч>Мр то прочность сечения достаточна.
4Расчёт по второй группе предельных состояний
В этом курсовом проекте расчет производится на ЭВМ с помощью программы
“БАЛКА 1 OBUCH”. Исходные данные для расчета сведены в таблицу 2.
Изгибающие моменты в сечениях балки на расстояниях от опор [pic](рис 2.4).
б) от полной нормативной нагрузки
Рис. 2.4. Определение изгибающих моментов от нормативных нагрузок в
балках при расчете их по прогибам
в) от постоянных и длительных нагрузок
Предельно-допустимый прогиб балки:
Исходные данные для расчета на ЭВМ
N Исходная величина Обозначение иЧисленное
пп размерность значение
Фамилия и номер варианта 174
Собственная масса элемента [pic] кг 4100
Поперечная сила на опоре элемента от Q кН 13082
Изгибающий момент в наиболее опасном [pic] кНм 29455
нормальном сечении от полной нормативной
Изгибающий момент в наиболее опасном [pic] кНм 23304
нормальном сечении от постоянных и
длительных нагрузок
Изгибающий момент в сечении элемента на [pic] кНм 30164
расстоянии l4 от опоры от полной
нормативной нагрузки
Изгибающий момент в сечении элемента на [pic] кНм 23886
расстоянии l4 от опоры от постоянных и
Изгибающий момент в сечении элемента на [pic] кНм 39769
расстоянии l2 от опоры от полной
Изгибающий момент в сечении элемента на [pic] кНм 3146
расстоянии l2 от опоры от постоянных и
Изгибающий момент в среднем сечении [pic] кНм 39769
элемента от полной нормативной нагрузки
Изгибающий момент в среднем сечении [pic] кНм 3146
элемента от постоянных и длительных
Ширина ребра элемента b м 008
Ширина сжатой полки элемента [pic] м 021
Высота сжатой полки элемента [pic] м 02
Ширина растянутой полки элемента [pic] м 018
Высота растянутой полки элемента [pic] м 0195
Высота элемента на опоре [pic] м 079
Тангенс угла наклона верхней грани [pic]рад. 0083333
Расчетный пролет элемента [pic] м 11713
Длина площадки опирания левой опоры [pic] м 014
Расстояние от торца балки до площадки [pic] м 0055
опирания левой опоры элемента
Расстояние от левой опоры до наиболее [pic] м 285
опасного нормального сечения элемента
Передаточная прочность бетона [pic] МПа 21
Расчетное сопротивление напрягаемой [pic] МПа 1110
арматуры по первой группе предельных
Начальное напряжение в напрягаемой [pic] МПа 1120
Модуль упругости сжатой арматуры Es МПа 200000
Модуль упругости напрягаемой арматуры [pic] МПа 180000
Площадь сжатой арматуры [pic] м2 0000226
Площадь напрягаемой арматуры [pic] м2 000045
Диаметр напрягаемой арматуры D мм 12
Расстояние от ц.т. сжатой арматуры до [pic] м 0035
верхней грани элемента
Расстояние от ц.т. напрягаемой арматуры [pic] м 0041
до нижней грани элемента
Расстояние от ц.т. нижнего ряда [pic] м 0035
напрягаемой арматуры до нижней грани
Предельно допустимый прогиб 1 элемента fu м 0047
5. Расчет прочности наклонных сечений балки
В результате расчета балки на ЭВМ определяется с учетом переменной
высоты балки методом итерации с постепенным уточнением [pic] требуемая
площадь поперечной арматуры:
По сортаменту принимаем фактическую площадь поперечной арматуры:
∅4 В500 сAsw= 0000025 м2
Выполняем проверку прочности наклонного сечения.
Проверка прочности наклонного сечения 1.
Расстояние от опоры балки до начала наклонного сечения 1 равно as1=0.
Рабочая высота сечения балки на опоре:
Рабочая высота балки в середине наклонного сечения:
[pic] - высота балки в начале наклонного сечения
Проекция наиболее опасного наклонного сечения 1 определяется по
[pic] - интенсивность хомутов
[pic] - усилие в напрягаемой арматуре с учетом всех потерь в
начале наклонного сечения 1 принимаемое из компьютерного
принимаем [pic] - коэффициент учитывающий влияние сжатой
верхней полки балки.
Рабочая высота балки в конце наклонного сечения 1 равна:
Так как [pic] принимаем [pic].
Поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой зоны наклонного
Поперечная сила воспринимаемая хомутами наклонного сечения 1
Несущая способность наклонного сечения 1 составляет:
Проверка прочности наклонного сечения производится из условия
прочность сечения обеспечена.
Рис 8. К расчету прочности наклонных сечений.
Проверка прочности бетона на действие главных сжимающих напряжений.
Проверка прочности бетона на действие главных сжимающих напряжений
производится по формуле:
( = 0.01 - коэффициент тяжелого бетона
- средняя толщина стенки балки.
Прочность балки обеспечена.
Проверка прочности бетона опорной зоны балки на действие наклонных
Прочность бетона достаточна и постановка горизонтальных хомутов на
опоре балки не требуется.
Требуемая площадь анкерных стержней опорной закладной детали МН 3.
Для восприятия растягивающих усилий от расклинивающего действия
напрягаемой арматуры сразу после отпуска предварительного напряжения на
опорах балки устанавливается специальная поперечная арматура функции
которой выполняют арматурные стержни опорной закладной детали МН 3
площадь которых принимается в соответствии [1].
По сортаменту принимаем площадь арматуры:4(10A 240 с Asр = 0000314 м2.
Статический расчет поперечной рамы
Статический расчет поперечной однопролетной рамы проектируемого здания
необходим для определения расчетных усилий в расчетных сечениях 1-1 2-2 3-
4-4. Расположение расчетных сечений и расчетная схема рамы показана на
Рис.3.1. Расчётная схема поперечной рамы проектируемого здания
2 Сбор постоянных нагрузок на поперечную раму
Сбор нагрузок на поперечную раму представляет собой определение
нагрузок от вышележащих конструкций. Согласно [2] определяем сначала
нормативные нагрузки а потом расчетные умножив их на соответствующий
коэффициент надежности по данной нагрузке. Коэффициенты надежности по
нагрузке принимаем по [2]. Расчет нормативных нагрузок ведем согласно [9].
Все данные постоянных нагрузок сводим в таблицу №2.
Таблица сбора нагрузок на поперечную раму.
Цем.-песч. стяжка 0336 13 0437
3 Сбор временных нагрузок на поперечную раму
К временным нагрузкам действующим на проектируемое здание относятся
снеговая крановая и ветровая нагрузки.
3.1 Снеговая нагрузка
Проектируемое здание находится в 4 климатическом районе [2] где
расчётное значение веса снегового покрова составляет:
S=240 кгсм2=24 кНм2.
Нормативная снеговая нагрузка: Sн = 24(107)= 168кНм2
3.2 Крановая нагрузка
Крановая нагрузка определяется в ходе статического расчета на ЭВМ.
Давление на колеса мостового крана берутся из таблицы №1. При расчете
крайней колонны проектируемого здания учитывается работа 2 мостовых кранов.
3.3 Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка определяется в ходе статического расчета на ЭВМ.
Скорость напора ветра на высоте 10 м берется из исходных данных.
4 Исходные данные для расчета на ЭВМ
Статический расчет поперечной рамы выполняется на ЭВМ программой
“Poperechnik” исходные данные для которой собраны в таблицу №3.
Таблица исходных данных для статического расчета на ЭВМ
№пп Исходная величина для расчета Обозначение иЧисленное
размерность значение
Пристройка слева здания Нет
Пристройка справа здания Нет
Высота сечения надкрановой части крайней hhhрПРвк м 06
Высота сечения подкрановой части крайней hhhрПРнк м 08
Высота надкрановой части крайней колонны HhhрПРвк м 44
Высота подкрановой части крайней колонны HhhрПРнк м 895
Ширина сечения крайней колонны bhhрПРк м 04
Высота сечения надкрановой части средней hhhрПРвср м0
Высота сечения подкрановой части средней hhhрПРнср м0
Высота надкрановой части средней колонны HhhрПРвср м0
Высота подкрановой части средней колонны HhhрПРнср м0
Ширина сечения средней колонны bhhрПРср м 0
Расчет усилий в расчетном сечении средней Вопрос Нет
Модуль упругости бетона колонн Ев МПа 300000
Размер привязки М 025
Расчетная нагрузка от веса покрытия и qкр кНм2 27
снегового покрова на 1м2 поверхностиS0 кгм2 16800
Напор ветра на высоте 10 м (0 кгм2 2300
Грузоподъемность основного крюка крана Q т 320
Максимальное давление колеса крана Fmax кН 2150
Минимальное давление колеса крана Fmin кН 1135
Шаг крайних колон здания а м 60
Пролет здания L м 120
Высота здания до верха стенового HhhрПРl м 156
Суммарная высота остекления в надкрановой (hос м 0
Суммарная высота панелей в надкрановой (hст м 68
5 Расчетные сочетания усилий в средней колонне
Согласно [2] при расчете конструкций необходимо учитывать сочетания
различных нагрузок. В данном курсовом проекте используются следующие
сочетания усилий полученных при расчете поперечной рамы на ЭВМ:
-при коэффициенте сочетания (с = 09– учитывается постоянная нагрузка и
все возможные временные нагрузки;
-при коэффициенте сочетания (с = 10– учитывается постоянная нагрузка и
одна наиболее неблагоприятная временная.
Все полученные расчетные сочетания нагрузок сводятся в таблицу №4.
Расчетные сочетания усилий в средней колонне поперечной рамы
№ Коэффициент Сочетания Расчетные сечения однопролетной поперечной рамы
– 1 2 – 2 3 – 3 4 – 4
0.9 Загружения1+3 1+3+15 1+2+16 1+3+16
Mmax 241 979 -1640 2013
Nсоот 2409 2748 4282 5094
Qсоот 70 253 136 408
Загружения1+3 1+17 1+5+7 1+3
Mmin 241 140 24 -483
Nсоот 2409 1949 7057 5094
Загружения1+3 1+3 1+3+5 1+3+5
Nmax 2409 2748 7856 8757
Мсоот 241 548 434 -178
1.0 Загружения1+2 1+2+15 1+2+16 1+2+6+16
Мmax 250 755 -1662 -2193
Nсоот 2498 2837 4282 5183
Qсоот 71 304 -136 -192
Загружения1+2 1+4+6+16 1+4+6 1+2
Мmin 250 157 152 -493
Nсоот 2498 1949 7464 5183
Qсоот 71 -256 49 71
Загружения1+2 1+2 1+2+4 1+2+4
Nmax 2498 2837 8352 9253
Мсоот 250 562 -357 -155
Проектирование колонны
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимаются по
результатам статического расчета рамы.
Расчет колонн производится по нескольким комбинациям усилий и
принимается наибольшая площадь сечения арматуры.
1. Исходные данные для расчёта колонны
Рассматривается колонна среднего ряда сечением 800х400 мм
изготавливаемая из тяжелого бетона класса В25.
Материалы и физико-механические свойства материалов:
Бетонподвергается тепловой обработке.
2. Расчёт колонны на прочность и устойчивость
2.1. Расчёт надкрановой части колонны на прочность и устойчивость
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
Момент инерции сечения колонны надкрановой части равен:
Радиус инерции надкрановой части [pic]
Принимаю минимальный диаметр:
- в надкрановой части [pic]-2∅20 А400.
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из арматуры
Расчетные усилия в сечении II-II:
Расчетная высота колонны принимается l0=110 м.
При выполнении условия
момент не корректируется.
изгибающий момент от длительной нагрузки:
продольное усилие от длительной нагрузки:
(l=1949+888·05=2393кН.
где (=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. (е =0593>(еmin=015 то принимаем (е=0593.
В первом приближении задаемся [pic]
[pic] тогда α=0058.[pic]
Так как [pic] арматура Аs и Asc рассчитывается:
Так как αs0 то арматура в надкрановой части назначается конструктивно
(из минимальных параметров):
Вычисляем коэффициент армирования:
Проверяем условие: [pic].
Шаг хомутов определяем из условия:
Принимаем S=200 мм где dsmax =20мм - диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в сварных каркасах назначаем из условия
Принимаем [pic][pic]из арматуры класса А400.
2.2. Расчёт подкрановой части колонны на прочность и устойчивость
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части
Момент инерции сечения колонны подкрановой части равен:
Радиус инерции подкрановой части [pic]
- в подкрановой части [pic]-2(20 А400.
Расчетные усилия в сечении III-III:
Расчетная высота колонны принимается l0=14175 м.
(l=4308+053156+3663=9549кН.
т.к. (е =03075>(еmin=015 то принимаем (е=03075.
[pic] тогда α=00667.[pic]
Расчетные усилия в сечении IV-IV:
(l=5083+053156+3663=10324кН.
т.к. (е =0265>(еmin=015 то принимаем (е=0265.
Окончательно в подкрановой части колонны принимаю
3. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
3.1. Расчет прочности надкрановой части колонны из плоскости
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной
продольной силы N=6670кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10.
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действиесилы N приложенной
(l=3508+053156+0=5086кН.
т.к. (е =00333(еmin=015 то принимаем (е=015.
Прочность надкрановой части обеспечена так как αn>αm.
3.2. Расчет прочности подкрановой части колонны из плоскости
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной
продольной силы N=13958кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=09.
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действиесилы N приложенной
(l=5083+052841+12672=77707кН.
т.к. (е =00395>(еmin=015 то принимаем (е=015.
Прочность подкрановой части обеспечена так как αn>αm.
4. Расчет подкрановой консоли колонны
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной
Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны определяется по
[pic] - рабочая высота консоли колонны
[pic] - эксцентриситет усилия Q к относительно грани
колонны внизу консоли;
[pic]- поперечная сила девствующая на
консоль от постоянных и крановых нагрузок определяемая с исполь-
зованием данных таблицы 11.
[pic]- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяетсяиз
условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
∅18 А400 с As=Asс 0000509 м2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли
определяется по формуле:
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
принимаем [pic] что меньше
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как
условие выполняется[pic].
Продольная арматура в сетках С2 и С4 принимается по конструктивным
требованиям 2(8А400.
Проектирование фундамента под колонну
1. Исходные данные для расчёта фундамента
Район строительства: г. Барнаул;
Расчётное сопротивление грунта: R0=02МПа;
- бетон В20 [pic][pic][pic]
- арматура A400[pic][pic][pic]
Расчётные усилия (сечение 4-4): M=2452кНм; N=11587кН; Q=408кН;
Нормативные значения усилий:
2. Определение глубины заложения фундаментов
Глубина заложения определяется только из условия анкеровки так как
колонна средняя промерзание грунта не будет.
[pic] Принимаю [pic]
где: [pic]- минимальное расстояние от дна стакана до подошвы.
3. Размеры поперечного сечения подколонника
Размеры поперечного сечения подколонника:
Уточняем толщину стенки стакана фундамента:
4. Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
Принимаю по серии 1.412.1-6 фундамент марки Ф8.2.1.1. размером 33х27
Рис. 5.4. Размеры подошвы фундамента
5. Расчёт плитной части
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных
состояний. Расчет по первой группе включает проверку прочности на
продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а
также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и
подколонника. Расчет по второй группе предельных состояний – на образование
и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Среднее давление на грунт:
Толщина дна стакана:
Минимальная высота плитной части:
Высота плитной части:
Условие выполняется.
Окончательно принимаем фундамент марки Ф8.2.1.1. размером 33х27
6. Расчет по прочности на продавливание и раскалывание.
Для уточнения размеров тела фундамента необходимо произвести проверку
прочности тела фундамента на продавливание и раскалывание предполагая что
арматура отсутствует т.е. ее наличие не влияет на прочность фундамента на
продавливание и раскалывание.
6.1 Прочность на продавливание
Рабочая высота плитной части:
Следовательно необходимо произвести расчет на продавливание фундамента
колонной от дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии
только расчетной нормальной силой.
Площадь многоугольника ABCDEG :
Наибольшее краевое давление на грунт от расчетной нагрузки без учета
веса фундамента и грунта на его уступах:
Расчетная продавливающая сила:
Средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в
пределах рабочей высоты:
Um = bc + hbot0 = 04 + 1 = 14 м.
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Проверяем условие прочности на продавливание:
6.2 Прочность на раскалывание
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по
осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за
вычетом стакана фундамента соответственно
6.3. Проверка ступеней по прочности на продавливание
Площадь многоугольника продавливания:
где bm = h01 + b2 = 025 + 21 = 235 м .
[pic]Условие выполняется.
7. Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента производится сетками С7с рабочими
стержнями с шагом 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной длинной стороне
фундамента и вылетом ступени cl= 045 м:
Рис. 5.7.а. К расчёту армирования подошвы фундамента
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной короткой
стороне фундамента и вылетом ступени cb1 = 045 м:
Рис. 5.7.б. К расчёту армирования подошвы фундамента
Так как b=27м то армируем подошву одной сеткой с рабочей арматурой в
Диаметр рабочей арматуры в направлении параллельном ширине фундамента:
∅28 А400 с Asb =6158(10-4 м2;
Диаметр рабочей арматуры в направлении параллельном длине фундамента:
∅22 А400 с Asl =3801(10-4 м2.
Рис. 5.7.в. Сетка С7
8. Проверка прочности подколонника
8.1. Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне
плитной части (сечение 1-1) и в уровне нижнего торца колонны (сечение 2-2).
Рис. 5.8.1.а. Расчётные сечения
Случайный экцентриситет: [pic]
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт (ea + Qcooт (hп = 2452+ 11587( 005 + 408( 15 =
Эксцентриситет продольного усилия:
Площадь сжатой зоны:
Nсоот=11587 кН (b3((b9(Rb(Abc=085(09(115(103( 093=818167кН.
Так как это сечение коробчатое то оно приводится к эквивалентному
тавровому hf=h’f=bw1=bw=0325 м; b = 2(bw2 = 2(b’w = 2(0325 = 065 м;
bf = b’f = bп = 12 м.
Рис. 5.8.1.б. Эквивалентное сечение
Ащ = 2 (hз( (bкол + hкол) = 2(09((04+08) =216м2;
Nc = 04(Rbt((b2 (Aщ= 04(900(09(38=123120 кН;
Nc=(1-(’)(Nсоот= (1-085)( 11587 =17381кН;
Проверяемусловие: Nс =17381кНRb(b’f(h’f =11500( 12( 0325=4485кН;
Следовательно сила приложения находится за пределами сечения
подколонника. Рассчитываем подколонник как внецентренно нагруженный жб
элемент по высоте сжатой зоны:
х = 0084 м (R( (lп – 005) = 0531 ( (15 – 005) =077м .
Требуемая площадь рабочей продольной арматуры на одну сетку:
l п0 = lп - а’ = 21 – 005 = 205 м
Проверяем условие по наименьшей принятой площади арматуры:
N* = Rb(bп ( х( (lп – 05 ( х) + Rsc(A’s( (lп0 – a') = 115(103( 12(
84( (21-05( 0084)+355(103(349( 10-4( (205 – 005) =263342кН(м
Nсоот( е2=11587( 1283=148662кН(м N* =263342кН(м .
Принимаю арматуру [pic][pic]
КР1с продольной арматурой 16 А400 с As(Asc)=2011(10-4 м2
КР2 с продольной арматурой 18 А400 с As(Asc)=2545(10-4 м2.
8.2. Проверка прочности подколонника по наклонным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по одному из двух наклонным
сечениям: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного
Рис. 5.8.2. Расчёт подколонника по наклонному сечению
Расчетный момент с расчетным эксцентриситетом:
Мb = Мmax + Qсоот(hc- 07(Nсоот( е’ = 2452+408(085 – 07(11587( 0242
Площадь рабочей арматуры одной сетки С8:
(zi = z1 + z2 + z3 + z4 + z5 = 01+025+04+055+07+085+10=385 м
zi - расстояние от каждого ряда сеток С8 до торца колонны.
Так как полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то
принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку 8 ∅12 А400с
9.Армирование подколонника
Железобетонный подколонник проектируемого фундамента армируется четырьмя
вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас
горизонтальными сетками С8 в пределах высоты подколонника и сетками
косвенного армирования под дном стакана.
Количество сеток С8 принимается взависимости от глубины стакана.
Сетки располагаются равномерно по высоте от верха фундамента до отметки
ниже дна стакана на 50 мм. Стержни горизонтальных сеток С8 располагают от
наружных и внутренних плоскостей стенок стакана с таким расчетом чтобы
стержни продольной арматуры подколонника проходили внутри ячеек сетки.
Согласно типовой серии 1.412.1-6 принята расстановка горизонтальных сеток
С8.Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника принята:
мм в попречном направлении и 50 мм в продольном направлении.
[pic]Рис. 5.9. Армирование стакана фундамента
Библиографический список
Нормативная литература
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и жбетонные конструкции
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.
СНиП 2.01.01-82 Строительная климатология и геофизика
СНиП 3.03.01-87 Несущие и ограждающие конструкции.
ГОСТ 25111-83. Мостовые краны
ГОСТ 5781-82. Арматурные изделия
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для жб конструкций и
Учебно-методическая литература.
Статический расчет одноэтажных производственных зданий (компоновка
подсчет нагрузок. Методические указания для курсового и дипломного
проектирования.Составитель: КутовойА.Ф.Иваново: ИИСИ 1987. – 46
Статический расчет одноэтажных производственных зданий.
Методические указания для курсового и дипломного
проектирования.Составитель: КутовойА.Ф.Иваново: ИИСИ 1988. – 36
Конструирование жб колонн сплошного сечения. Примеры расчета.
Составитель: КутовойА.Ф.Иваново: ИИСИ 1988. – 43 стр.
Расчет жб двускатной двутавровой балки (расчет и проектирование).
Методические указания для курсового и дипломного проектирования.
Составитель: КутовойА.Ф.Иваново: ИИСИ 1987. – 40 стр.
Конструирование двускатной двутавровой балки. Методические указания
для курсового и дипломного проектирования. Составитель: Кутовой
Иваново: ИИСИ 1987. – 52 стр.
Общие указания по выполнению курсового пректирования. Методические
указания для курсового и дипломного проектирования. Н.В. Кодочигова
Москва: 1992. – 64 стр.
11-ИГАСУ-270102-07074-КП