Расчет и проектирование железобетонного каркаса промышленного здания

Ермаков лист 1.dwg

Схема поперечной рамы
Железобетонный каркас
Защитный слой гравия 20nГидроизоляцияnАсфальтовая стяжкаnГазобетон 150nПароизоляцияnЖб ребристые плиты покрытия
План расположения основных несущих конструкций каркаса
Колонна среднего ряда Б
Каркас пространственный
промышленного здания
разрезпланыКолонна К-1.
ЧПИ МГОУ КП ПГС 270102 С-41-09 209852

Ермаков лист 2.dwg

Геометрическая схема фермы
Напрягаемая арматура
Способ натяжения напрягаемой арматуры - механический на упоры.n2. На схеме армирования фермы напрягаемая арматура условно не показана.
ЧПИ МГОУ КП ПГС 270102 С-41-09 209852
Ферма Ф-1. сечения nузлы каркасы
Железобетонный каркас
промышленного здания

Ермаков ПЗ.doc

Компоновка поперечной рамы 3
Определение нагрузок на раму-блок 4
1. Постоянные нагрузки 4
2. Снеговая нагрузка 6
3. Крановые нагрузки 6
4. Ветровая нагрузка 7
Статический расчет рамы-блока 8
Составление расчетных сочетаний усилий 17
Расчет двухветвевой колонны ряда Б 17
Расчет фундамента под колонну ряда Б 24
Расчет предварительно напряженной раскосной фермы 28
Список использованной литературы 40
Конструкции промышленных зданий как и гражданских состоят из отдельных
элементов связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий- плиты и
балки перекрытий колонны стены и др. – должны обладать прочностью и
устойчивостью достаточной жесткостью трещиностойкостью и участвовать в
общей работе здания. При загружении одного из элементов здания в работу
включаются и другие элементы происходит работа пространственной системы.
Здание в целом должно надежно сопротивляться деформированию в
горизонтальном направлении под влиянием различных нагрузок и воздействий
т.е. должно обладать достаточной пространственной жесткостью.
Конструктивные схемы зданий удовлетворяющие изложенным требованиям могут
быть каркасным и панельными (бескаркасными) многоэтажными и одноэтажными.
Каркас одноэтажного здания образуют колонны заделанные в фундамент и
ригели шарнирно или жестко соединенные с колоннами.
Каркас многоэтажного здания образуют основные вертикальные и горизонтальные
элементы- колонны и ригели.
Целью данной курсовой работы является запроектировать в сборном
железобетоне основные несущие конструкции одноэтажного каркасного
производственного здания с мостовыми кранами.
– здание отапливаемое двухпролетное II класса по ответственности;
– размеры пролетов – 24 м;
– отметки головок крановых путей – 90;
– грузоподъемность мостовых кранов – 205;
– вид строительной конструкции – ССФ (сегментная стропильная ферма);
– расчетное сопротивление грунта – 019 МПа;
– длина здания – 84 м;
– тип местности по ветровой нагрузке – B;
– район строительства – г. Смоленск;
район по снеговой нагрузке – Sg = 24 кПа;
III район по ветровой нагрузке – w0 = 038 кПа.
Компоновка поперечной рамы.
Основные несущие конструкции покрытия – железобетонные стропильные фермы
пролетом 24 м и подстропильные фермы пролётом 6 м; подкрановые балки
сборные железобетонные предварительно напряженные высотой 10 м; плиты
покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 3×6.
Устройство фонарей не предусмотрено цех оборудуется лампами дневного
света. Наружные стены панельные навесные опирающиеся на опорные столики
Крайние колонны проектируют сплошными прямоугольного сечения ступенчатыми;
средние колонны – сквозными двухветвевыми.
Отметки головок крановых рельс Hr = 90 м.
Высота кранового рельса hr = 150 мм.
Привязка координационных осей крайних рядов колонн нулевая а привязка осей
крановых путей λ = 750 мм.
Длина надкрановой части колонн Н1 и подкрановой части Н2 :
Нcr – габаритный размер крана по высоте Нcr = 240 м;
hcb – высота подкрановой балки;
а1 – зазор между нижним поясом фермы и краном равный 100 мм.
a2 – отметка обреза фундамента.
Полная длина колонны:
Н=Н1+Н2=3700+8000 =11700 мм. Принимаем высоту H = 12000 мм.
Поперечные сечения колонн:
Высота поперечного сечения надкрановой части колонн крайних рядов:
h1 = λ – B1 – 70 = 750 – 300 – 70 = 380 мм;
Высота сечения подкрановой части h2 ≥ 114 Н2 = 800014 = 571 мм; принимаем
ширину сечения равной 600 мм.
Для колонны среднего ряда высота сечения надкрановой части h1 = 600 мм.
Высота сечения подкрановой части:
h2 = 2λ + hbr =2750 + 250=1750 мм; где 250 – высота сечения одной ветви.
Так как грузоподъёмность мостового крана равна 205 тс и высота колонн
000 мм то принимаем высоту сечения подкрановой части 1200 мм. Ширину
сечения назначаем 500 мм. Высота сечения распорок 400 мм.
Определение нагрузок на раму-блок.
Постоянные нагрузки.
Постоянные нагрузки на покрытие Па
Вид нагрузки Подсчет Норм. Расчетная γf
Элементы покрытия tρ
1 3 слоя рубероида на бм по норм. 90 86 111 13
2 Асфальтная стяжка 00218000 360 342 445 13
3 Минераловатный плитный 0154000 600 570 741 13
4 Пароизоляция: 2 слоя по нормам 48 46 60 13
пергамина на мастике
5 Плита покрытия ребристая по нормам 1580 1500 1650 11
х6 м с заливкой швов
Всего: 2678 2544 3007
Постоянная нагрузка на 1 м² покрытия составляет 3 кПа.
Массы основных несущих конструкций и их вес:
) Сегментная стропильная ферма L = 24 м масса 92 т вес 903 кН.
) Подстропильная ферма L = 12 м масса 113 т вес 1108 кН.
) Подкрановая балка L = 6 м масса 44 т вес 432 кН.
Расчётные нагрузки при γf >1 на стойки рамы-блока и эксцентриситеты их
на колонну крайнего ряда А
- от веса покрытия и сегментной фермы:
Эксцентриситет нагрузки G1 относительно геометрической оси надкрановой
e1 = h12 – 175 = 3802 – 175 = 15 мм;
- от веса подстропильной фермы:
- от веса надкрановой части 1 колонны:
Эксцентриситет нагрузки G2 относительно геометрической оси надкрановой
е2 = (h2 – h1)2 = (600 – 380)2 = 110 мм;
- от веса подкрановой части 1 колонны:
- от веса стеновых панелей:
При шаге колонн 6 м принимаем G4 = 60 кН;
Эксцентриситет нагрузки G4 относительно геометрической оси подкрановой
ew = (tw + h2)2 = (300 + 600)2 = 450 мм;
- от веса подкрановых балок и кранового пути:
Эксцентриситет нагрузки G5 относительно оси подкрановой части колонны:
е5 = λ – h22 = 750 – 6002 = 450 мм;
на колонну среднего ряда Б
- от веса надкрановой части:
От веса подкрановой части (при числе отверстий n = 4):
Эксцентриситет приложения нагрузки от подкрановой балки
Нагрузки на колонну по ряду В будут такими же как нагрузки на колонну по
По району строительства поперечной рамы принимаем снеговую нагрузку
равномерно распределённую по всей длине коэффициент = 1.
Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной проекции
покрытия для 4 района по табл. 4 СНиП 2.01.07 – 85: Sg = 24 кПа тогда
нормативная нагрузка на 1 м² горизонтальной проекции покрытия:
Расчётные снеговые нагрузки на стойки рамы-блока:
- по рядам А В: [pic]
Эксцентриситеты приложения продольных сил от снеговой нагрузки точно такие
же что и для продольных сил от веса покрытия. Длительно действующую часть
снеговой нагрузки отдельно не выделяем ввиду её незначительной величины.
В соответствии со стандартами на мостовые электрические краны принимаем
нагрузки и габариты (кран – 205 т):
- максимальное нормативное давление колеса: Pnma
- минимальное нормативное давление колеса: [p
- база крана: Bк = 63 м; k = 44 м;
- нормативная тормозная сила от поперечного торможения крана приходящаяся
- расчётное максимальное вертикальное давление кранов на колонны определяем
по линии влияния опорных реакций подкрановых балок.
Сумма ординат линий влияния:
Расчётное максимальное и минимальное давление от двух сближенных кранов в
Расчётная тормозная сила от двух кранов в пролёте А-Б:
Расчётное максимальное и минимальное давление от двух сближенных кранов (
Для 3 района ветровой скоростной напор w0 = 038 кПа (СНиП 2.01.07-85*
табл. 5); коэффициент надёжности по нагрузке γf = 14;
Скоростной напор ветра: w = k·w0 где
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте:
- на отметке 5000 м: k = 05;
w1 = 05·038 = 019 кПа;
- на отметке 10000 м: k = 065;
w2 = 065·038 = 0247кПа;
- на отметке 12000 м: [pic]
w3 = 105·038 = 04 кПа;
- на отметке 13800 м: [pic]
w4 = 1095·038 = 042 кПа;
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно-
распределённой эквивалентной по моменту в заделке колонны:
Аэродинамические коэффициенты для вертикальных стен:
- с наветренной стороны с = 08;
- с заветренной стороны с = 06;
Расчётная погонная нагрузка от ветра на отметке 12000 м:
- с наветренной стороны:
- с заветренной стороны:
Нагрузку от ветрового давления на надколонную часть здания (шатёр покрытия)
выше отметки 12600 м приводим к сосредоточенной силе по формуле:
Сосредоточенная сила w условно считается приложенной на уровне верха
Статический расчет рамы-блока.
Геометрические характеристики сечений колонн:
Моменты инерции сечения колонны ряда А или В:
- надкрановой части [pic]
- подкрановой части [pic]
Коэффициенты для вычисления реакций:
k1 = 0 – для сплошных колонн;
Моменты инерции в сечении двухветвевой колонны ряда Б:
- подкрановой части [p
где Jbr – момент инерции сечения ветви колонны:
n = 4 – число панелей (отверстий) в подкрановой части двухветвевой колонны;
Определение реакций верха колонн рамы-блока от единичного смещения.
Верхним концам колонны придаем горизонтальное смещение Δ=1 и определяем
реакции ВΔ в основной системе от этого смещения.
- для колонны ряда А или В:
- для средней колонны:
Суммарная реакция верха колонн:
Загружение рамы-блока постоянной нагрузкой.
Реакции колонны ряда А или В:
где М1 и М2 – моменты в сечениях I – I и III – III от внецентренно
приложенной постоянной нагрузки:
М1 = G1·e1 = 3104·0015 = 47 кН·м;
М2 = -G1·e2 – G2·e2 – G4·ew + G5·e3 = - 3104·011 – 1803·011 – 60·045 +
8·045 = - 3868 кН·м;
Реакция средней колонны:
Суммарная реакция верха колонн в основной системе:
Перемещение верха колонн в заданной системе:
Упругие реакции верха колонн в заданной системе:
- колонны ряда А или В:
Определение усилий в сечениях колонн:
- в колонне ряда А или В:
МI – I = М1 = 47 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 64 – 3868 = - 3228 кН · м;
МIV – IV = М1 + М2 + Ве
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (- 3228 – ( - 701)87 = 435
NII – II = G1 + G2 = 3104 + 1803 = 3284 кН;
NIII – III = NII – II + G4 + G5 = 3284 + 60 + 548 = 4432 кН;
NIV – IV = NIII – III + G3 = 4432 + 6182 = 50502 кН;
- в колонне по ряду Б:
МI – I = МII – II = МIII – III = МIV – IV = М1 = 0 кН;
NII – II = G6 + G7 + G8 = 6208 + 283 + 1096 = 7587 кН;
NIII – III = NII – II + G10 = 7587 + 1096 = 8683 кН;
NIV – IV = NIII – III + G9 = 8683 + 70 = 9383 кН.
Загружение рамы-блока снеговой нагрузкой.
Реакции верха колонны ряда А в основной системе:
где М1 = S1 · e1 = 1642 · 0035 = 575 кН;
М2 = - S2 · e2 = - 3283 · 014 = - 46 кНм;
Суммарная реакция в основной системе:
Усилия в сечениях колонн:
МI – I = М1 = 575 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 461 + (-46) = - 4139 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (-4139+7385)87 = 37 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = S1 = 1642 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = S2 = 3283 кН.
Загружение рамы-блока крановой нагрузкой.
Давление Dmaxl на крайней колонне.
Вертикальное давление Dmaxl = 4006 кН приложено с эксцентриситетом е3 =
м создавая момент Мmax = M2 = 4006 · 04 = 16024 кН · м.
Одновременно на средней колонне действует давление Dminl = 1202 кН с
эксцентриситетом е4 = λ = 075 м создавая момент Мmin = M2 = -1202 · 075
Реакция верха левой стойки рамы-блока в основной системе:
Реакция верха средней стойки рамы-блока в основной системе:
- в колонне по ряду А:
МIII – III = МII – II + М2 = -7326 + 16024 = 87 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (87+774)87 = 189 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dma
МII – II = Веm · H1 = 1174 · 37 = 434 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 434 – 9015 = -4675 кН · м;
МIV – IV = М2 + Веm · H = -9015 +1184 · 12= 5193 кН · м;
Q = - Веm = -1184 кН;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (-4675 – 5193)87 = -113 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dminl = 9015 кН.
Горизонтальная тормозная сила Тl у ряда А:
Реакция верха колонны ряда А в основной системе:
Реакции [pic] суммарная реакция [pic]
Упругие реакции в заданной системе:
МII – II = МIII – III = Веl · H1 – Тl · hbc = ±854 · 37 - 1293 · 14 =
МIV – IV = Веl · H – Tl (H2 + hbc ) = ± 854 · 12 – 1293 (8+14) = ± 19
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (± 135 ± 19)87 = ± 37 кН;
NII – II = NIII – III = NIV – IV = 0;
МII – II = МIII – III = Веm · H1 = ± 173 · 37 = ± 64 кН · м;
МIV – IV = Веm · H = ± 173 · 12 = ± 208 кН · м;
Q = ± Веm = ± 173 кН;
Давление Dmaxl на средней колонне:
Момент в узле средней колонны от вертикального давления крана:
Одновременно на крайней стойке действует давление:
[pic] создавая в узле стойки момент
Реакция верха колонны ряда Б в основной системе:
Упругие реакции верха колонны:
МIII – III = МII – II + М2 = - 2183 + 481 = 263 кН · м;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (263+227)87 = 56 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dm
МII – II = Веm · H1 = 217 · 37 = 803 кН · м;
МIII – III = МII – II + М2 = 803 – 30045 = - 22015 кН · м;
МIV – IV = М2 + Веm · H = - 30045 +217 · 12= -4005 кН · м;
Q = - Веm = - 217 кН;
Проверка: (МIII – III - МIV – IV) 87 = (-22015 +4005)87 = -207 кН;
NIII – III = NIV – IV = Dmaxl = 4006 кН.
Горизонтальная тормозная сила Тl у ряда Б:
Реакция верха средней колонны в основной системе:
[pic] суммарная реакция [pic]
- колонн ряда А и В:
МII – II = МIII – III = Ве
МII – II = МIII – III = ± 109 · 37 - 1293 · 14 = ± 222 кН · м;
МIV – IV = ± 109·12 - 1293(8+14) = ± 93 кН · м;
Q = - (± 109 ± 1293) = ± 203 кН;
Загружение средней колонны от 4-ёх кранов.
Данное загружение предусмотрено для получения максимальной продольной силы
в средней колонне когда на неё действует Dmax слева и справа от двух
кранов в каждом пролёте. Вертикальное давление кранов принимаем с
коэффициентом сочетаний = 07.
Узловой момент M2 = 0 так как [pic]
На крайней колонне действует узловой момент:
А на правой крайней колонне момент:
Реакция верха колонн рамы-блока в основной системе:
Следовательно и перемещение колонн в заданной системе [pic]
Усилия в сечениях колонн рамы-блока:
МII – II = -5·37 = -185 кН · м;
МIII – III = -185+385 = 20 кН · м;
МIV – IV = -5· 12+385 = -215 кН · м;
Проверка: Q = (20+215)87 = 48 кН;
NI - I = 0; NII – II = NIII – III = Dm
МII – II = МIII – III = МIV – IV = 0;
Q = ; NII - II = 0; NIII – III = NIV – IV = Dmaxl + Dmaxr = 3205 +3205
Загружение рамы-блока ветровой нагрузкой.
Давление ветра направо:
Реакции верха колонн рамы-блока в основной системе:
Суммарная реакция верха колонн в основной системе (с учётом реакции от
сосредоточенной силы Rw = -W = -647 кН):
Перемещение верха колонн рамы-блока в заданной системе:
Упругие реакции верха колонн рамы-блока в заданной системе:
МII – II = МIII – III = -232 · 37 + 173· 37²2 = -33 кН · м;
МIV – IV = -232 · 12 + 173 · 12²2 = 968 кН · м;
Q = - (-232 + 173 · 12) = -185 кН;
МII – II = МIII – III = 1004 · 37 = 3715 кН · м;
МIV – IV = 1004 · 12= 12048 кН · м;
Составление расчетных сочетаний усилий.
Таблицы расчётных усилий M N Q в сечениях колонн рядов А и Б составляем
по результатам статического расчёта рамы-блока. Рассматриваем три сечения
II – II – на уровне верха консоли;
III – III – на уровне низа консоли;
IV – IV – на уровне обреза фундамента.
Для каждого сечения определяем три комбинации расчётных усилий:
В таблицах выделены варианты основного сочетания усилий с учётом влияния
длительности действующих нагрузок на прочность бетона – сначала сочетания
включающие нагрузки непродолжительного действия (крановые и ветровые) а
затем сочетания без крановых и ветровых нагрузок.
В сечении IV – IV в сочетание включены поперечные силы необходимые при
расчёте фундамента. С этой же целью в этом сечении расчётные значения всех
усилий даны при коэффициенте надёжности γf > 1 и при γf = 1.
Расчет двухветвевой колонны ряда Б.
Данные для проектирования.
Бетон колонны класса B20 с расчетными характеристиками при коэффициенте
условий работы γb2 = 1: Rb = 115 МПа;
Rbt = 09 МПа; Eb = 24103 МПа; продольная рабочая арматура класса A-III
(Rs = Rsc = 165 МПа; Es = 2105 МПа; αs = EsEb = 210524103 = 833)
поперечная – класса A-I.
Расчет надкрановой части колонны.
Размеры прямоугольного сечения надкрановой части колонны: b = 500 мм; h =
h1 = 600 мм; a = a’ = 50 мм; h0 = h – a = 600 – 50 = 550 мм. Армирование
надкрановой части принимаем симметричным. Комбинации расчетных усилий для
сечения II-II (в уровне верха консоли) приняты из таблицы 4.
Усилия от всех нагрузок без учета крановых и ветровых: [pic]
усилия от продолжительных (постоянных) нагрузок: [pic]
Комбинация усилий в надкрановой части колонны.
Вид усилия Величины усилий в комбинациях
M кНм 1257 -534 1257
N кН 10542 10542 10542
Из таблицы следует что комбинация Mmin не является расчетной а комбинации
Mmax и Nmax одинаковы. Следовательно подбор арматуры можно произвести
только для одной комбинации.
Расчет в плоскости изгиба.
Расчетная длина надкрановой части в плоскости изгиба: при учете крановых
нагрузок [pic] без учета [pic] Так как минимальная гибкость в плоскости
изгиба [pic] необходимо учитывать влияние прогиба колонны.
Установим значение коэффициента условий работы бетона γb2 для чего
определим моменты внешних сил относительно центра тяжести растянутой (менее
сжатой) арматуры с учтом и без учета крановых и ветровых нагрузок:
Так как [pic] принимаем коэффициент γb2 = 11 тогда Rb = 11115 = 1265
Случайные эксцентриситеты:
Проектный эксцентриситет [pic] поэтому случайный эксцентриситет не
учитываем так как колонна является элементом статически неопределимой
Находим условную критическую силу Ncr.
[pic] Принимаем [pic]
Моменты M и Ml одного знака тогда коэффициент учитывающий длительное
[pic] = 1 – для тяжелого бетона.
В первом приближении принимаем = 0005.
Условная критическая сила:
Размеры сечения достаточны.
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Расчетный эксцентриситет продольной силы
Требуемую площадь сечения симметричной продольной арматуры определим по
scu = 400 МПа при γb2 ≥ 1.
При αn R требуемая площадь сечения арматуры
Следовательно по расчету поперечная арматура не требуется. Принимаем ее
исходя из конструктивного минимума:
Принимаем по 414А-III (AS = A’S = 616 мм2) вдоль узких граней надкрановой
Расчет из плоскости изгиба.
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба [pic] За
высоту сечения принимаем его размер из плоскости т.е. [pic] При гибкости
[pic] меньше минимальной гибкости в плоскости изгиба [pic]расчет из
плоскости изгиба можно не делать.
Расчет подкрановой части колонны.
В подкрановой части колонна состоит из двух ветвей прямоугольного сечения
соединенных распорками. Общая высота сечения подкрановой части h = h2 =
00 мм ширина b = 500 мм. Высота сечения отдельной ветви hbr = 250 мм; а
= а ' = 30 мм; h0 = hbr – a = 250 – 30 = 220 мм. Расстояние между осями
ветвей c = h - hbr = 1200 – 250 = 950 мм; расстояние между осями распорок S
= H2п =80004 = 2000 м (n = 4 - число отверстий в подкрановой части).
Рассматриваем сечение IV-IV на уровне обреза фундамента; комбинации
расчетных усилий приведены в таблице.
Комбинация усилий в подкрановой части колонны.
M кНм 1168 -807 1168
N кН 18108 15943 18108
Q кН -109 -123 -109
Комбинации Мтах и Nтах совпадают. Последовательность подбора арматуры
покажем на примере комбинации Nmax.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости изгиба при учете
крановых нагрузок [pic] без учета крановых нагрузок [pic]
Устанавливаем значение коэффициента условий работы γb2:
Так как [pic]то коэффициент γb2 = 11 и Rb = 11115 = 1265 МПа.
При выяснении необходимости учета гибкости колонны надо иметь ввиду что
подкрановая часть колонны представляет составной решетчатый стержень
расчетная длина (или гибкость) которого не совпадает с расчетной длиной
(гибкостью) сплошного стержня.
Приведенную гибкость подкрановой части колонны определим как для стержня
составного сечения по формуле
[pic] тогда приведенная гибкость [pic] следовательно необходим учет
влияния прогиба элемента.
Проектный эксцентриситет [pic] - случайный эксцентриситет не учитываем.
Определим условную критическую силу Ncr.
Критическая сила для составного сечения колонны с высотой сечения ветви h =
Далее распределяем усилия М N Q найденные из статического расчета рамы
между элементами подкрановой части колонны - ветвями и распорками. В целях
упрощения расчета принимают что продольная сила распределяется между
ветвями по закону рычага а нулевые точки моментов в ветвях расположены в
середине высоты панелей. В соответствии с этим усилия в ветвях колонны:
- момент от местного изгиба ветвей
Проектный эксцентриситет [pic]меньше случайного [pic] Принимаем [pic]
Расчетный эксцентриситет [pic]
Определяем требуемую площадь сечения симметричной арматуры ветвей
предварительно вычислив следующие вспомогательные коэффициенты:
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры ветви
[pic]что больше [pic]
Коэффициент армирования [pic] незначительно отличается от первоначально
принятого [pic] следовательно корректировка не нужна.
Расчет подкрановой части на комбинацию Mmin дает требуемую площадь сечения
симметричной арматуры ветви [pic]
Окончательно принимаем у каждой широкой грани ветви по 414А-III (AS = A’S
Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости изгиба [pic] тогда
гибкость из плоскости [pic]больше гибкости в плоскости изгиба [pic] -
следовательно необходим расчет из плоскости; за высоту сечения ветви
принимается ее размер из плоскости поперечной рамы т.е. [pic]
Так как [pic] расчет выполняем на действие продольной силы с учетом
случайного эксцентриситета [pic] из условия
А - площадь бетонного сечения колонны;
AStot- площадь всей арматуры в сечении подкрановой части колонны;
Здесь φb φsb - коэффициенты принимаемые по СНиП.
В подкрановой части колонны с каждой стороны параллельной плоскости
поперечной рамы установлено по 614А-III (AS = A’S = 923 мм2)при этом
площадь промежуточных стержней примерно равна 13 площади всей продольной
арматуры. При отношении Nl N = 9383 18108 = 052 и гибкости из
плоскости l0 h = 128 находим коэффициенты
φb = 089 и φsb = 090. Тогда при AStot = 3216 мм2 (1616А-III)
[pic] Проверяем условие
[pic]- прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
Размеры сечения распорки: bS = 06 м; hS = 04 м; a = a’ = 004 м; hb =
6 м. Наибольшая поперечная сила в подкрановой части колонны действует в
комбинации Mmax и равна Q = 123 кН.
Продольную арматуру распорки подбираем как для изгибаемого элемента
прямоугольного профиля. Так как эпюра моментов в распорке двузначная
принимаем симметричное армирование
Принимаем по 114А-III (AS = A’S = 154 мм2).
Необходимость поперечной арматуры в распорке проверяем из условий
обеспечивающих отсутствие наклонных трещин:
[pic][pic][pic] Оба условия выполняются т.е. поперечная арматура по
Конструктивно принимаем хомуты 6А-I с шагом S = 150 мм.
Армирование надкрановой части ветвей и распорок колонны выполняется
пространственными каркасами собранными из плоских. Оголовок колонны
усиливается сетками косвенного армирования (не менее 4-х сеток на длине не
менее 150 мм и не менее 10d) из стержней 6А-III.
Верхняя распорка армируется продольными и поперечными стержнями и отгибами.
Расчет фундамента под колонну ряда Б.
Фундамент проектируется ступенчатым монолитным из бетона класса В15 с
расчетными характеристиками при коэффициенте γb2 = 11: Rb = 1185 = 935
МПа; Rbt = 11075 = 0825 МПа. Арматура подошвы класса А—Ш (Rs = 365
МПа). Расчетное сопротивление грунта R = 190 кПа средний удельный вес
материала фундамента и грунта на нем γm = 20 кНм3. Под фундаментом
предусмотрена бетонная подготовка толщиной 100 мм из бетона класса В35.
Глубина заложения подошвы фундамента не обусловлена глубиной промерзания
грунта технологическими или иными особенностями здания.
На уровне обреза фундамента действуют следующие расчетные комбинации
Определение размеров подошвы фундамента.
Предварительно глубину заложения подошвы примем из конструктивны*-
соображений т.е. по минимально допустимой конструктивной высоте фундамента
где [pic] - глубина стакана обеспечивающая надежную заделку двухветвевой
колонны и ее рихтовку по высоте;
hbmin = 02 м - минимальная толщина дна стакана.
Принимаем унифицированную высоту фундамента Нf = 12 м обрез располагаем
на отметке -015. Тогда глубина заложения подошвы
Подошву проектируем прямоугольной с соотношением сторон m = b l = 085.
Размер меньшей стороны b найдем в первом приближении как для центрально
нагруженного фундамента
принимаем b = 32 м тогда l = 32 085 = 38 м принимаем l = 4 м.
Площадь подошвы [pic]момент сопротивления
Проверка давлений под подошвой фундамента.
Проверим краевые и средние давления от нагрузок с коэффициентом γf = 1 с
учетом веса фундамента и грунта по формуле:
Ввиду значительных запасов уменьшим размеры подошвы до [pic] тогда A = 105
Проверим давления для Nmax при новых размерах подошвы:
Принимаем окончательно размеры подошвы [pic] Давления под подошвой для
комбинации Nmax при коэффициенте γf > 1 и без учета веса фундамента:
Определение конфигурации фундамента.
Проверим достаточность принятой высоты фундамента из условия продавливания
от грани колонны полагая что фундамент состоит только из плитной части:
[pic]что меньше принятой рабочей высоты [pic]
Принимаем трехступенчатый фундамент с высотой ступеней: [pic] [pic] Высоты
нижней и второй ступени принимаем равными [pic] в обоих направлениях тогда
размеры в плане второй и третьей ступеней:
Толщина стенок стакана при зазорах поверху между гранями колонны и стенками
Глубина стакана hd = 095 м; размеры дна стакана:
Проверка высоты нижней ступени.
Проверим нижнюю ступень с рабочей высотой h01 = h1 – a = 300 – 50 = 250 мм
на продавливание. При b - b1 = 3 – 18 = 12 м > 2h01 = 2025 = 05 м
А средняя линия [pic]
- продавливание не произойдет.
Далее проверим высоту h01 по прочности наклонного сечения начинающего от
грани второй ступени и имеющего длину горизонтальной проекции с = h01 =
Так как Q Qbmin принятая высота ступени достаточна.
Проверку на продавливание второй ступени не производим т.к. ее рабочая
высота h02 = 075 – 005 = 07 м > h0pl = 047 м.
Проверка фундамента на продавливание дна стакана и на раскалывание.
Такая проверка обычно выполняется для низких фундаментов под сборные
колонны когда не выполняется условие
[pic] [pic] [pic] [pic] тогда [pic]
Условие не выполняется следовательно необходимо сделать проверки.
Проверка на продавливание от дна стакана выполняется из условия
где N = 18108 кН; [pic]
[pic] - условие не удовлетворяется поэтому необходимо еще выполнить
проверку на раскалывание фундамента.
Для выполнения этой проверки необходимо найти площади сечений фундамента
Afl и Afb по его осям параллельно соответственно сторонам l и b:
При отношении [pic] проверку на раскалывание от дна стакана выполняем из
Из расчетов на продавливание и раскалывание принимается наибольшая величина
несущей способности фундамента т.е. Nu = 18108 кН следовательно несущая
способность достаточна.
Подбор арматуры подошвы.
Подбор арматуры в направлении длинной стороны.
Рассмотрим сечение 1-1 – по грани колонны так как в нем будет самый
Принимаем в направлении длинной стороны подошвы 2514А-III (AS = 2945 мм2)
Подбор арматуры в направлении короткой стороны.
Расчет веедем по среднему давлению по подошве pm = 1725 кПа. Учитываем
что стержни этого направления будут во втором ряду поэтому рабочая высота
[pic] Полагаем что диаметр стержней вдоль короткой стороны будет не более
мм. Рассматривается то же сечение – вдоль грани колонны.
Принимаем в направлении короткой стороны подошвы 2116А-III (AS = 4220 мм2)
Подошву армируем двумя плоскими сетками С1 и С2 укладываемыми друг на
друга; при этом шаг стержней в каждой сетке составляет 400 мм Tax как
размеры сторон фундамента превышают 3 м то в сетке С2 стержни обоих
направлений составляют 08 длины стержней тех же направлений в сетке С1.
Стенки стакана можно не армировать т.к. их наименьшая толщина [pic]
Расчет предварительно напряженной раскосной фермы.
Ферма проектируется для покрытия одноэтажного производственного здания
(γn=095). Покрытие бесфонарное из железобетонных плит размером 3х6 м.
Конструкция и геометрия фермы обеспечивают узловую передачу нагрузок от
кровельного покрытия.
Ферма проектируется предварительно напряженной на пролет 24 м цельной при
Ширину панелей принимаем 3 м с таким расчетом чтобы ребра плит покрытия
опирались в узлы верхнего пояса. Высоту фермы в середине пролета принимаем
50 мм. Ширину сечения поясов принимаем b=250мм высота h=300 мм. Сечение
раскосов принимаем b×h=250×150 мм.
К трещиностойкости элементов фермы предъявляются требования 3-й категории.
Допустимая ширина раскрытия нормальных трещин в нижнем поясе:
непродолжительная [pic] продолжительная [pic]
Ферму бетонируют в стальной опалубке в горизонтальном положении. Натяжение
арматуры производится механическим способом на упоры стенда. После
бетонирования изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном
Принимаем равномерно распределенные нагрузки: постоянные от покрытия –
нормативная [p временная (снеговая) соответственно
[pic]1000 и [pic] в том числе длительная [pic] и кратковременная [pic] .
Собственная масса фермы по справочнику равна 92 т а на 1 м длины:
Подсчет узловых нагрузок.
а) при действии постоянной и длительной временной равномерно-
распределеннойнагрузок (рис.1а):
Учитывая незначительную разницу величин [pic] [pic] [pic] для подсчета
усилий в элементах фермы можно принять среднее значение [pic]:
б) при действии кратковременной равномерно-распределенной нагрузки (рис.1
Суммарные узловые нагрузки:
[p [pic]. Для определения усилий можно принять среднее значение узловой
в) при действии кратковременной нагрузки по схеме треугольников (рис.1 в)
ординаты эпюры полной снеговой нагрузки на опорах будут равны:
на опоре А: [pic] в том числе длительная нагрузка
на опоре Б: [pic] в том числе длительная нагрузка
Для вычесления узловых нагрузок на ферму от действия снеговой нагрузки по
рис.1 в начале находим промежуточные значения ординат эпюр нагружения а
затем подсчитываем нагрузки по площади трапеции приходящейся на узел.
Узловые временные нагрузки:
Узловые постоянные нагрузки: [p
Полные узловые нагрузки ( в том числе постоянные и длительные временные)
Определение усилий в элементах фермы.
Усилия в стержнях сегментной фермы от действия узловых нагрузок.
Элемент Обозначение Усилие по схеме Усилие по схеме
стержня по загружения №1 загружения №2
От Полное От Полное
постоянных изагружение постоянных изагружение
длительных длительных
Верхний 2-а -650 -790 -640 -720
-б -687 -835 -680 -760
-в -667 -810 -660 -735
-д -732 -890 -735 -765
-е -732 -890 -735 -765
-з -667 -810 -620 -700
-и -687 -835 -640 -720
-к -650 -790 -625 -690
Нижний 1-а 585 710 575 650
Раскосы а-б 95 115 95 110
в-г -123 -150 -100 -100
г-д -494 -60 -35 -50
е-ж -494 -60 -35 -50
ж-з -123 -150 -130 -130
Стойки б-в 33 40 20 20
Расчетные характеристики бетона и арматурной стали:
для бетона марки М500 при [pic] [pic]
для арматурной стали класса [pic] [pic] [pic]
для канатов класса К-7 диаметром 15 мм [pic] [pic] и
Значение контролируемого напряжения арматуры при натяжении на упоры:
для канатов [pic] что удовлетворяет условиям:
для стержневой арматуры класса [pic][pic]
что удовлетворяет условиям:
Кубиковая прочность бетона к моменту отпуска натяжения напрягаемой арматуры
Расчет элементов фермы.
Расчет нижнего пояса.
Расчет по предельным состояниям первой группы на прочность.
Максимальное расчетное усилие согласно табл. Принимаем по стержню (1-г)
N=930 кН. Определяем площадь сечения напрягаемой арматуры:
а) при применении канатов класса 15 К-7
принято [pic] с [pic]
б) при применении стержней класса [pic]
Расчет по предельным состояниям второй группы.
Расчетное усилие равно:
При учете всех нагрузок с коэффициентом перегрузки [pic]
то же с коэффициентом [pic]
[pic] где 12-коэффициент для приближенного пересчета усилий от действия
нагрузок при [pic] к усилиям от нагрузок при [pic].
Расчет нижнего пояса по образованию раскрытию и закрытию трещин сведен в
Расчет нижнего пояса по образованию раскрытию и закрытию трещин.
№ Вид расчета и фрмула Данные расчета при армировании
Канатами класса К-7 Стержнями класса А-v
Расчетное усилие [pic]кН1070 890
Приведенное сечение [pic] [pic]
Принятые характеристики: [pic] [pic]
напряжение при натяжении
б)кубиковая прочность 35 35
в)коэффициент точности
натяжения арматуры при 1 1
подсчете потерь [pic]
г)то же при расчете по 09 09
Расчет по образованию трещин
Подсчет первых потерь
напряжений арматуры [pic]
напряжений стали Мпа
б)от температурного [pic] [pic]
перепада при [pic][pic] 812
в)от деформации анкеров
при натяжении на жесткие
бетонирования МПа [pic][pic]
Усилие обжатия бетона кН[pic] [pic]
[pic][pic] и [pic] при
[pic]([pic])([pic])
где ([pic])-число для
пересчета размерности
Напряжение обжатия бетона[pic] [pic]
от действия усилия [p
Отношение [pic](см. [pic] [pic]
табл.6 СНиП 11-21-75)
г)от деформации бетона [pic] [pic]
ползучести при [pic] и
бетоне марки М300 и выше
Суммарные значения первых[pic] [pic]
Напряжение в арматуре за [pic] [pic]
вычетом первых потерь
Усилие предварительного [pic] [pic]
обжатия бетона с учетом
первых потерь кН; [pic]
Напряжение в бетоне от [pic] [pic]
действия усилия [pic]
Подсчет вторых потерь: [pic] [pic]
подвергнутого тепловой
обработке при бетоне
марки М500 [pic] МПа
б)от ползучести бетона [pic] [pic]
Суммарное значение вторых[pic] [pic]
Полные потери [pic] [pic]
напряжения МПа; [pic]
вычетом всех потерь Мпа;
Полное усилие обжатия [pic] [pic]
бетона при [p [pic]
Усилие воспринимаемое [pic] [pic]
сечение нормальным к
продольной оси элемента
при образовании трещин
трещиностойкость сечения
не обеспечена и поэтому
необходим расчет на
Расчет по кратковременному раскрытию трещин.
Расчетное усилие [pic] от890 890
действия всех нагрузок
Ширина раскрытия трещин [pic] [pic]
[pic] для растянутых [pic]
элементов; [pic] для [pic] [pic]
стержневой арматуры и [pic]
коэффициент армирования
Число 10 введено для
Ширина раскрытия трещин [pic] меньше предельной [pic] условие выполняется
Расчет по закрытию трещин.
Расчетное усилие от [pic]
действия постоянных и
длительных нагрузок при
Проверка условия по СНиП [pic] условие
-21-75 [pic] где соблюдается трещины
к=065 для проволочной закрываются; [pic] а
арматуры; для [pic] не
[pic] учитывается т.к.
Приращения напряжений нетимеет отрицательное
Результаты расчета подтверждают что принятые размеры сечения нижнего пояса
и его армирование удовлетворяют условиям расчета по первой и второй группам
предельных состояний. Для армирования пояса стержнями класса [pic] расчет
по длительному раскрытию трещин не производим т. к. расчет по
кратковременному раскрытию показал что ширина раскрытия трещин значительно
Расчет верхнего пояса.
Максимальное расчетное усилие по табл. на стр. 35 в стержнях (5-д) и (6-е)
[pic]. Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от
расчетных то для унификации конструктивного решения все элементы верхнего
пояса армируем по усилию [pic].
Принята арматура класса [pic] [pic]. Сечение пояса b*h=25*30 см длина
панели l=301 см расчетная длина [pic]. Отношение [pic]. Пояс рассчитываем
на внецентренное сжатие с учетом только случайного эксцентрициета [pic]
По условию проверяем несущую способность сечения [pic]
Где [pic] предварительно задаемся по конструктивным соображениям процентом
армирования [pic] и вычисляем: [pic] что соответствует: [pic] [pic]
[p коэффициент [pic] так как h=30 см[pic]20 см.
Расчет элементов решетки.
Рассмотрим первые раскосы (а-б) и ( и-к) которые подвергаются растяжению
максимальным усилиям [pic]([pic]). Сечение раскосов 25*15 см арматура
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности [pic] принимаем
Процент армирования [pic].
Определяем ширину длительного раскрытия трещин [pic]при действии усилия от
постоянных и длительных нагрузок учитываемых с коэфф. [pic]:
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяет
Остальные растянутые раскосы и стойки для которых значение усилия меньше
чем для крайних раскосов армируем конструктивно [pic][pic].
Процент армирования [pic]. Несущая способность сечения [pic].
Расчет наиболее нагруженных сжатых раскосов (в-г) и (ж-з) [pic].
Геометрическая длина раскосов [pic] расчетная [pic]. Расчет раскосов ведут
как внецентренно-сжатых элементов с учетом случайного эксцентриситета
[p принят [pic]. Отношение [pic].
Принимаем симметричное армирование сечения [pic] [pic] и [pic].
Требуется площадь сечения арматуры по условию [pic] принимаем из
конструктивных соображений [pic] [pic].
Расчет и конструирование узлов фермы.
Для канатов диаметром 12-15 мм принимаем длину заделки [p для
проволоки периодического профиля 100 см и для стержневой арматуры 35d где
d – диаметр стержня см.
[pic] принято [pic] [pic]. Длина заделки [pic] что меньше фактического
значения заделки [pic].
Расчет поперечной арматуры в опорном узле.
Площадь сечения одного поперечного стержня [pic].
=n это количество поперечных стержней в узле пересекаемых линией АВ; при
-х каркасах и шаге стержней 100 мм n=2*7=14 шт.; из конструктивных
соображений принимаем стержни [pic][pic].
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении ( по линии
АС) требуемая площадь поперечного стержня равна:
[p x-высота сжатой зоны бетона:
[pic]-расстояние от центра тяжести сжатой зоны бетона до равнодействующей
усилий в поперечной арматуре опорного узла:
[pic] что меньше принятого
[pic][pic] условие прочности на изгиб в наклонном сечении
Расчет поперечной арматуры в промежуточном узле.
Рассмотрим первый промежуточный узел где к верхнему поясу примыкает
растянутый раскос (а-б) нагруженный максимальным расчетным усилием [pic]
фактическая длина заделки стержней раскоса (а-б) за линию АВС [pic] а
требуемая длина заделки арматуры [pic] составляет: [pic].
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяем поф-ле:
По расчету поперечные стержни в промежуточном узле не требуются. Назначаем
конструктивно [pic]через 100мм.
Площадь сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определяем по
условному усилию [pic]
При [pic] и [pic]-усилия в растянутых раскосах а при наличии только одного
растянутого раскоса [pic]
При [pic] усилие [pic].
Площадь сечения окаймляющего стержня [pic]
В узлах в которых примыкают сжатые раскосы и стойки проектируем
поперечные стержни из конструктивных соображений [pic] с шагом 10 мм а
окаймляющие стержни [pic].
Список использованной литературы
Байков В.Н Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб.
Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных
зданий 2007. – 270 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных
конструкций из тяжелого и легкого бетона ЦНИИ промзданий НИИЖБ М.:
ЦИТП Госстроя СССР 1988.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных консрукций из
тяжелых и легких бетонов (без предварительного напряжения) ЦНИИ
промзданий НИИЖБ М.: ЦИТП Госстроя СССР 1989.
СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные консрукции. М. 1989.
СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия. М. 1985.
СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений. М. 1985.
Московский государственный открытый университет
Кафедра строительного производства
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: «Железобетонный каркас одноэтажного промышленного здания»
очной формы обучения
шифр специальности 270102
Ермаков Егор Александрович
Лушин Виктор Иванович
КП 209852 ПГС С-41-09
Железобетонный каркас одноэтажного промышленного здания