Статический расчёт одноэтажной железобетонной рамы промышленного здания

01.cdw

5. статический расчёт.doc

4.3 Статический расчёт рамы
Рис. 11 Расчётная схема рамы и схема приложения нагрузок
3.2 Определение геометрических характеристик колонн и
вспомогательных коэффициентов для статического расчёта рамы
Крайняя колонна Средняя колонна
Общая высота колонны:
Hкр. = 108 + 015 + 005* = 11 м Hср. = 103 + 015 + 005* = 105
[pic] = 29 м [pic] × bкр. - 038[pic] = 27 м [pic] × bср. - 06
[pic] = 11 – 29 = 81 м [pic] = 105 – 27 = 78 м
[pic] × bкр. - 07 × 04 (м) [pic] × bср. - 08 × 04 (м)
Отношение высоты надкрановой части колонны к её полной расчётной
αкр. = [pic] = [pic] 026 αср. = [pic] = [pic] 026
Момент инерции сечения надкрановой части:
[pic] = [pic] = [pic] 000183 м4[pic] = [pic] = [pic] = 00072 м4
Момент инерции сечения подкрановой части:
[pic] = [pic] = [pic] 001143 м4[pic] = [pic] = [pic] = 001706
Вспомогательный коэффициент для расчёта сплошных ступенчатых колонн:
kкр. = (αкр.) 3 · ([pic] - 1) = kср. = (αср.) 3 · ([pic] - 1) =
= 0263 · ([pic] - 1) 0092 = 0263 · ([pic] - 1) 0024
Смещение геометрических осей сечений верха и низа колонны:
eкр. = [pic] = 021 м eср. = 0 м
* Защемление колонны в стакане фундамента принимается на 5 см ниже
3.3 Определение усилий в колоннах
А Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия
От собственного веса колонн
eкр. = 021 м eср. = 0
для крайней колонны: М = [pic] · eкр. = 115 · 021 241 кН·м
для средней колонны: М = 0 кН·м
Рис. 12 Схемы загружения и эпюры М и N от собственного веса (крайние и
От собственного веса подкрановых балок с рельсами
Подкрановая балка пролётом 6 м с рельсом: [pic] = 3989 кН
подкрановая балка пролётом 12 м с рельсом: [pic] = 11426 кН [pic] = 075
- [pic]= 04 м [pic] = 075 м.
для крайней колонны: М = 3989 · 04 1596 кН·м
Рис. 13 Схемы загружения и эпюры М и N от собственного веса
подкрановых балок с рельсами (для крайней и средней колонн)
Б Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия
От собственного веса покрытия
Полные расчётные нагрузки от покрытия: на крайние колонны (с одного
пролёта) [pic]=[pic] = 23226 кН на средние колонны (с одного пролёта)
[pic] = [pic] = 93007 кН eкр. = 001 м eкр. = 021 м.
Моменты с учётом эксцентриситетов:
М1 = 23226 · 001 232 кН·м М2 = 23226 · 021 4877 кН·м.
Определяю величины горизонтальных реакций от моментов М1 и М2 (оси А и
В1 = [pic] = [pic] 039 кН
В2 = - [pic] = - [pic] - 568 кН.
Суммарная реакция: В = В1 + В2 = 039 – 568 = - 529 кН.
Т. к. eкр. = 001 м очень мал им можно пренебречь и построить эпюры
внутренних усилий без учёта этого эксцентриситета (М = 0).
Рис. 14 Схемы загружения от собственного веса покрытия и эпюры усилий
M Q и N (в крайней и средней колоннах)
От собственного веса стеновых панелей
Gwp2 = 12872 кН Gwp3 = 394 кН ewp2 = 037 м eкр. = 021 м
Момент от силы Gwp2 = 12872 кН: Mwp2 = 12872 · (037 + 021) 7465
Момент от силы Gwp3 = 394 кН: Mwp3 = 394 · (037 + 021) 2285
Определяю величины горизонтальных реакций от этих моментов:
от Mwp3: В2 = - [pic] = - [pic] - 386 кН.
Суммарная реакция: В = В1 + В2 = - 869 – 386 = - 1255 кН.
Рис. 15 Схема загружения стеновой нагрузкой крайней колонны и эпюры
усилий от этой нагрузки
В Временные нагрузки
Расчётная нагрузка от снега на крайнюю колонну: [pic] = 12312 кН (ось
А Г). То же на среднюю колонну с одного пролёта: [pic] = 24624 кН (ось
пролёта) [pic]=[pic] = 23226 кН (ось А Г).
Ординаты эпюры моментов величины Q и N от снеговой нагрузки [pic]
определяю путём умножения соответствующих величин моментов Q и N от
постоянной нагрузки на переходный коэффициент:
K = [pic] = [pic] 053 (ось А Г).
М1 = 12312 · 001 123 кН·м М2 = 12312 · 021 2586 кН·м (ось
В1 = [pic] = [pic] 015 кН
В2 = - [pic] = - [pic] - 245 кН
Суммарная реакция: В = В1 + В2 = 015 - 245 = - 23 кН.
М3 = ([pic] - [pic]) · e = (24624 - 24624) · 02 =0 кН
Рис. 16 Эпюры усилий от снеговой нагрузки (в крайней и средней
Вертикальная крановая нагрузка
Ось А для двух кранов: Дмакс.’ = 16866 кН Дмин.’ = 8182 кН.
Ось Б для четырёх кранов: Дмакс.’ = 42112 кН Дмин.’ = 2043 кН.
Величины усилий от изгибающих моментов от вертикальных крановых
нагрузок для расчётных сечений в колоннах рамы вычисляю для следующих видов
- Дмакс. в пролёте А-Б по оси А; Дмин по оси Б
- Дмакс. в пролёте А-Б по оси Б; Дмин по оси А
- Дмакс. в пролёте Б-В по оси Б; Дмин по оси Б
- Дмакс. в пролёте Б-В по оси В; Дмин по оси В
Моменты: Ммакс. = 16866 · 075 12649 кН·м Ммакс = 42112 · 075
Горизонтальные реакции от Ммакс.:
В1 = [pic] = [pic] 1473 кН
Ординаты эпюр от загружения колонны нагрузкой Дмин можно получить
умножив значения с эпюр на переходной коэффициент К=[pic]=[pic]=048
Рис. 17 Схемы загружений вертикальной крановой нагрузкой и эпюры усилий от
Горизонтальная крановая нагрузка Т справа налево
оси А и Г пролёты по 24 м шаг крайних колонн - 6 м: T = 3 кН
В = [pic] = [pic] 203 кН
оси Б и В пролёты по 24 м шаг средних колонн - 12 м: T = 375 кН
В = [pic] = [pic] 271 кН
Рис. 18 Схема загружения и эпюры усилий от горизонтального торможения
При действии усилия торможения Т слева направо значения M и Q изменяют
только знак а величины их будут те же.
Ветровая нагрузка справа налево
wred = 476 кНм wred’ = - 357 кНм
Определяю реакции верха колонн от единичного перемещения:
для крайних колонн: [p
для средних колонн: [pic] = [pic] = [pic] 043 · 10-4 · Eb.
Сумма реакций верха всех колонн от единичного перемещения:
r11 = - (2 · [pic] + 2 · [pic]) = - (2 · 024 · 10-4 · Eb + 2 · 043 ·
-4 · Eb) = - 134 · 10-4 · Eb
Реакция колонны по оси А от равномерно распределённой нагрузки wred:
Вл. = [pic] = [pic] 1841 кН
то же по оси Г от wred’:
Впр. = [pic] · Вл. = [pic] · 1841 138 кН.
Реакция связи от сосредоточенной силы: W + W’ = 15 кН.
Суммарная реакция в основной системе:
R1p = (Вл. + Впр. + ΣW) = (1841 + 138 + 15) = 4721 кН.
Находим перемещение верха рамы на уровне верха колонны:
Δi = - [pic] = - [pic] [pic]
Рис. 19 Схемы загружения и реакции в основной системе (от единичного
перемещения от нагрузок wred wred’ и ΣW)
Строю эпюру изгибающих моментов используя формулу M = Mp + Δi · M1
где M - значение моментов с эпюры «М» от единичного загружения (от реакций
Bл.); М - значение моментов с эпюры «М» от действительного загружения
нагрузкой wred (wred’) (без учёта ΣW т. к. она уже учтена при определении
Значение эпюры «М1»:
-4 · Eb · 11 264 · 10-4 ·
[p [pic] = 043 · 10-
· Eb · 105 451 · 10-4 · Eb.
Значение эпюры «Мp»:
[pic] = [pic] - 1841 · 29 - 3337 кН·м
[pic] = [pic] - 138 · 29 - 2501 кН·м
[pic] = [pic] - 138 · 11 6418 кН·м.
Рис. 20 Эпюры моментов (от единичного смещения от нагрузки)
Используя полученные значения «M1» и «Mp» нахожу значения M:
М1-1 = [pic] + Δi · [pic] = - 3337 + [pic] · 069 · 10-4 · Eb -
М2-2 = [pic] + Δi · [pic] = 8547 + [pic] · 264 · 10-4 · Eb 17847
М1-1 = 0 + [pic] · 116 · 10-4 · Eb 4086 кН·м
М1-1 = - 2501 + [pic] · 069 · 10-4 · Eb - 07 кН·м
М2-2 = 6418 + [pic] · 116 · 10-4 · Eb 10505 кН·м.
Проверка изгибающих моментов у низа колонн (сечение I - I)
Здесь должно соблюдаться равенство между суммой моментов в нижнем
сечении всех колонн рамы (с эпюры М) и суммой моментов от всей ветровой
нагрузки на эту раму.
ΣМ = [pic] + 2 · [pic] + [pic] = [pic] + ΣW · H
847 + 2 · 15889 + 10505 = 6013 кН·м
[pic] + 15 · 11 66896 кН·м
13 кН·м 66896 кН·м следовательно моменты в нижних сечениях
колонн от ветровой нагрузки определены правильно
Рис. 21 Эпюры усилий от ветровой нагрузки слева направо (эпюра
моментов эпюра поперечных сил)
Строю эпюру «Q» с учётом уже построенной эпюры «М» (без учёта ΣW).
Рис. 22 Схемы определения значений эпюры Q (для колонны по оси А для
колонны по оси Б В для колонны по оси Г)
ΣМА’ = 0; - QA · Hкр. + MA + wred · Hкр. · (Hкр. 2) = 0;
- QA · 11 + 17847 + [p QA 424 кН;
ΣQ = 0; QA - QA’ – 476 · 11 0; QA’ = 424 – 476 · 11 - 996 кН
QБ’В’ = QБВ = 1513 кН
- QГ · 11 + 15889 + [p QГ 3408 кН;
QГ’ = QГ – 357 · 11 3408 – 357 · 11 - 519 кН
При действии ветровой нагрузки слева направо усилия в колоннах по осям
А Б В Г будут равны с обратным знаком величинам усилий соответственно
по осям Г В Б А для направления ветра справа налево.
Рис. 23 Эпюры усилий от ветровой нагрузки справа налево (эпюра
моментов эпюра поперечных сил).
Пояснительная записка

2. лира табл.doc

Таблица усилий (стержни)
№ элем № сечен Тип элем № загружСоставл
Таблица усилий (стержни)
№ элем № сеченN Тип элем № загружСоставл

рис. 06.cdw

1. титульный лист.doc

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное автономное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Уральский федеральный университет
имени первого президента России Б.Н. Ельцина»
Факультет вечерний технологический
Кафедра «Технология и организация строительного производства»
Тема: Расчёт и конструирование основных несущих конструкций
одноэтажного промышленного здания в сборном железобетоне
по дисциплине «железобетонные и каменные конструкции»
Пояснительная записка
специальность 270102 - Промышленное и гражданское строительство
(должность уч. степень уч. звание)
(подпись) (ФИО руководителя)

5.1. рис 10.doc

Рис. 10 Расчётная схема рамы и схема приложения нагрузок

рис. 4 гр пл.cdw

лист 1 Ир.cdw

Схема расположения колонн вертикальных связей подкрановых балок
стропильных и подстропильных ферм
Техноэласт ЭКП - 42 мм
Техноэласт ЭПП - 4 мм
Стяжка - плоские асбестоцементные листы
= 10 мм в 2 слоя - 20 мм
Утеплитель - ППЖ - 120 мм
Пароизоляция - Техноэласт ЭПП - 4 мм
Плита покрытия железобетонная ребристая размером 3
Подстропильные фермы
ФС24-6A800 (2ФC24-6K1400)
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
Схема расположения колонн связей по колоннам
подкрановых балок. Разрезы

5. рис. 4 МУ (пр.).cdw

рис. 7 стен панели.cdw

рис. 05.cdw

4. библиографический список.doc

Библиографический список
Нормативная литература
ГОСТ 21.501-93. Правила выполнения архитектурно-строительных
рабочих чертежей. - Введ. 1994-09-01. - М.: ИПК Издательство стандартов
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. - Введ. 1987-01-01. -
М.: ФГУП ЦПП 2005. - 58 с.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. - Введ.
86-01-01. - М.: ГП ЦПП 1995. - 139 с.
Учебно-методическая литература
Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий: Учебное
пособие для вузов Р. И. Трепененков. - 3-е изд. перераб. и доп. - М.:
Стройиздат 1980. - 284 с. ил.
Выбор основных конструктивных элементов железобетонного каркаса
одноэтажного промышленного здания: методические указания для выполнения
курсового проекта № 2 В. Г. Дубинина. Екатеринбург: УГТУ 1998.
Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий: А. И.
Заикин - М.:АСВ 2001. - 272 с.
Конструирование промышленных зданий и сооружений. Учебное пособие
для студентов строительных специальностей И. А. Шерешевский. - М.:
«Архитектура-С» 2005. 168 с. ил.
Примеры расчёта железобетонных конструкций учебное пособие А. П.
Мандриков М.: Альянс 2007.
Проектирование одноэтажного промышленного здания в сборном
железобетоне: методические указания к курсовому проекту № 2 по дисциплине
«железобетонные и каменные конструкции» авт.-сост. В. Г. Дубинина. -
Нижний Тагил: НТИ (ф.) УГТУ-УПИ 2009.- 26 с.
Расчёт столбчатых внецентренно нагруженных фундаментов:
методические указания к курсовому и дипломному проектам по курсу
«железобетонные конструкции» В. Г. Дубинина. Екатеринбург: УПИ 1996. 40
Статический расчёт одноэтажной рамы промышленного здания в сборном
железобетоне: методические указания для выполнения курсового проекта № 2
В. Г. Дубинина. Екатеринбург: УГТУ 1994.
Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для
промышленного строительства В. М. Спиридонов В. Т. Ильин И. С.
Приходько и др.; Под общ. ред. Г. И. Бердичевского. - 2-е изд. перераб. и
доп. - М.: Стройиздат 1981. - 488 с. - (Справочник проектировщика).
Пояснительная записка

содержание.doc

Выбор основных конструктивных элементов 4
Расчёт стропильной конструкции покрытия 5
Статический расчёт одноэтажной рамы промышленного здания в сборном 22
Конструктивный расчёт колонны включая расчёт на нагрузки в стадиях 44
изготовления транспортирования и монтажа
Расчёт столбчатого внецетренно нагруженного фундамента 53
Библиографический список 66
Пояснительная записка

5. рис. 5 МУ (пр.).cdw

3. заключение.doc

Цель курсового проектирования выполнена я практически применила
изучаемый в лекционно-теоретическом курсе материал закрепила его.
Основные задачи курсового проектирования выполнены:
- рассчитала железобетонные конструкции зданий и сооружений;
- использовала техническую нормативную и справочную литературу;
- использовала в проектировании типовую техническую документацию
(серии) на строительные конструкции и изделия;
- самостоятельно выполнила рабочие чертежи железобетонных конструкций
кратко и технически грамотно составила пояснительную записку к проекту.
В процессе курсового проектирования я выбрала основные конструктивные
элементы рассчитала стропильную конструкцию покрытия (ферму) выполнила
статический расчёт поперечной рамы конструктивный расчёт колонны включая
расчёт на нагрузки в стадиях изготовления транспортирования и монтажа
рассчитала внецентренно нагруженный столбчатый фундамент.
Пояснительная записка

3. усилия.doc

элемент стержень нагрузка расчётные усилия
постояннаяснеговая 1 снеговая 2 полная длительная
(постоянная кратковременная
(50%) полная длительная
пояс 1 405.36 216.48 108.24 183.08 91.54 621.84 513.6 2
8.24 183.06 91.53 621.84 513.6 верхний
пояс 5 -459.5 -245.41 -1227 -207.51 -103.76 -704.91 -5822 6
-207.51 -103.76 -704.91 -5822 раскосы
стойки 13 36.45 18.89 9.44 -11.85 -5.93 55.34 45.89 14 38.35

рис. 01.cdw

5. рис. 3 МУ (пр.).cdw

рис. лин вл.cdw

сетки.cdw

1. ПЗ.doc

2 Выбор основных конструктивных элементов и компоновка здания
г. Курган: снеговой район - III ветровой район - IV (СНиП 2.01.07-85*
«Нагрузки и воздействия»).
№ серия конструкция марка основные класс класс вес
конструкциразмеры бетона арматурыконструкц
1.424.1колонна 1К108-1 700×400 В 225 1634 76
-5 крайнего ряда H = 1185030
1.424.1колонна 800х400 В 30 2137 97
-5 среднего ряда 14К108-1 Н=11250 39
1.424.1вертикальная L=5600 - - 0.744
-5 связь крайнего ВС 9 H=7350
1.424.1вертикальная L=11600 - - 1.425
-5 связь среднего BC 77 H=6950
1.426.1подкрановая l=5950 B 30 AIV 3.5
-8 балка БК6-1АIV-Cb1=200 1.4 62
пролётом 6 м b2=600
1.426.1подкрановая l=11950 B 30 AIV 10.3
-8 балка БК12-1АIV-b1=340 4.1 205.1
пролётом 12 м C b2=650
1.463.1ферма L=11960 B 35 AIV 11.311
-19 подстропильная 1ФПС12-2АIL=11860 4.54.4 287284
1.463.1ферма L=23940 B 40 AVK7 11.2
-16 стропильная 2ФС24-6АVH=3240 4.47 378.721
пролётом 24 м 2ФС24-6K7 4.2
1.465.1плита покрытия L=5970 B 20 AIV 2.68
-21.94 3ПГ6-2АIV B=2980 1.07
1.015.1балка 2БФМ51-10 l = 5100 B15 - -
-1.95 фундаментная b = 300 053
1.030.1панель стеноваяПС L = 5980 B35 - 381
-188 60.12.30-H = 1180 1835
Расчёт стропильной конструкции покрытия
нагрузка нормативная коэффициент расчётная нагрузка
нагрузка надёжности (γ · · γf)
(γ · ) по нагрузке кНм2
- Техноэласт ЭКП 10 · 0005 = 005 12 005 · 12 = 006
ТУ 5774-003-00287852-99
- Техноэласт ЭПП 10 · 0005 = 005 12 005 · 12 = 006
- стяжка - 18 · 002 = 036 12 036 · 12 043
асбестоцементные листы
- утеплитель - 2 · 012 = 024 12 024 · 12 029
ТУ 5762-003-08621635-98
- пароизоляция - 10 · 0005 = 005 12 005 · 12 = 006
- плита покрытия 268 (3 · 6) 11 149 · 11 164
итого 005 + 005 + 036 006 + 006 + 043
+ 024 + 005 + + 029 + 006 +
собственный вес фермы 112 2394 468 11 468 · 11 515
Снеговая (полная) 1.8· 07 = 1.26 07 1.8
q + v 224 + 126 = 35 254 + 1.8 = 404
2 Геометрическая схема фермы
Gпост.1 = 254 · 6 · ((3287 + 3037) 2) 4819 кН
Gс.в.ф.1 = 515 · ((29 + 29) 2) 1494 кН Gпост.1 + Gс.в.ф.1
Gпост.2 = 254 · 6 · ((3037 + 3010) 2) 4608 кН
Gс.в.ф.2 = 515 · ((29 + 3) 2) 1519 кН Gпост.2 + Gс.в.ф.2 =
Gпост.3 = Gпост.4. = 254 · 6 · ((3010 + 3010) 2) 4587 кН
Gс.в.ф.3 = Gс.в.ф.4 = 515 · ((3 + 3) 2) = 1545 кН Gпост.3 +
Gс.в.ф.3 = 4587+1545=6132 кН
S = 18 · 1 · 6 = 108 кНм
S1 = 108 · ((3287 + 3037) 2) = 3415 кН
S2 = 108 · ((3037 + 3010) 2) = 3265 кН
S3 = S4 =108 · ((3010 + 3010) 2) = 3251 кН
по схеме треугольников: S = 18 · 14 · 6 = 1512 кНм
s1 = 1512 · ((29 2 + 29 + 3 + 3) 118) 1326 кН
s2 = 1512 · ((29 2 + 3 + 3) 118) 955 кН
s3 = 1512 · ((3 2 + 3) 118) 577 кН
s4 = 1512 · ((3 2) 118) 192 кН
S1 = ((1326 + 955) 2) · ((29 + 29) 2) 4961 кН
S2 = ((955 +577 ) 2) · ((29 + 3) 2) 337 кН
S3 = ((577 + 192) 2) · ((3 + 3) 2) 1153 кН
S4 = ((192 + 192) 2) · ((3 + 3) 2) = 576 кН
Расчётные характеристики бетона и арматурной стали
для бетона класса В40 при γb2 = 09
расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний
первой группы - Rb = 22 МПа Rb · 09 = 22 · 09 = 198 МПа
расчетные сопротивления бетона осевому растяжению для предельных
состояний соответственно первой и второй групп - Rbt = 14 МПа Rbtser =
МПа Rbt · 09 = 14 · 09 = 126 МПа
Rbp = 07 · 40 = 28 МПа - передаточная прочность бетона
начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении - Eb = 325 ·
3 МПа (подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении)
для арматурной стали класса Aт800
расчетные сопротивления арматуры растяжению для предельных состояний
соответственно первой и второй групп - Rs = 680 МПа = 68 кНсм2 Rsser =
модуль упругости арматуры - Es = 19 · 104 МПа
sp = 09 · Rsser = 09 · 785 = 7065 МПа
p = 005 · sp = 005 · 7065 3533 МПа
sp + p = 7065 + 3533 = 74183 МПа
sp + p = 74183 МПа Rsser = 785 МПа (условие выполнено)
sp - p = 7065 - 3533 = 67117 МПа
· Rsser = 03 · 785 = 2355 МПа
117 МПа > 2355 МПа (условие выполнено)
для канатов класса К-7 диаметром 15 мм
Rs = 1180 МПа = 118 кНсм2 Rsn = Rsser = 1400 МПа
sp = 075 · Rsn = 075 · 1400 = 1050МПа
p = 005 · sp = 005 · 1050 = 525 МПа
sp + p = 1050 + 525 = 11025 МПа
sp + p = 11025 МПа Rsser = 1400 МПа (условие выполнено)
sp - p = 1050 - 525 = 9975 МПа
· Rsser = 03 · 1400 = 420 МПа
75 МПа > 420 МПа (условие выполнено)
для арматурной стали класса A400 d ≥ 10 мм
Rs = 365 МПа Rsw = 290 МПа
для арматурной стали класса A240
для арматурной стали класса В500
Расчёт элементов фермы
Расчёт нижнего пояса
Расчёт по предельным состояниям первой группы на прочность
Максимальное расчётное усилие принимаю по стержню 2:
Nмакс. 765 · 095 72675 кН
Определяю площадь сечения напрягаемой арматуры:
при применении канатов d = 15 мм класса К-7 при γs6 = 115
Asp = [pic] = [pic] 535 см2
принимаю 415 К-7 с Asp = 566 см2
при применении стержней класса Aт800
Asp = [pic] = [pic] 929 см2
принимаю 418 с Asp = 1018 см2
Расчёт по предельным состояниям второй группы
Согласно СНиП 2.03.01-84* «Бетонные и железобетонные конструкции»
железобетонные конструкции с напрягаемой стержневой арматурой класса A800
канатами К-7 при диаметре проволоки 35 мм и более относятся к третьей
категории требований к трещиностойкости. При расчёте нижнего пояса на
трещиностойкость рекомендуется учитывать изгибающие моменты возникающие в
результате жёсткости узлов введением опытного коэффициента γi =115 и γn =
Расчётное усилие равно:
при учёте всех нагрузок с коэффициентом надёжности по нагрузке γf > 1 N
то же с коэффициентом γf = 1 Nn = 72675 12 = 60562 кН;
где 12 - коэффициент для приближённого пересчёта усилий от действия
нагрузок при γf > 1 к усилиям от нагрузок при γf = 1.
Расчёт нижнего пояса по образованию раскрытию и закрытию трещин
вид расчёта и формула данные расчёта при армировании
канатами класса К-7 стержнями класса A800
расчётное усилие N кН 72675 72675
то же при γf = 1 60562 60562
приведённое сечение 25·30+[pic]·56678135 25·30+[pic]·101880951
контролируемое 075·1400 = 1050 09·785=7065
при натяжении sp МПа
прочность бетона при 07·40=28 07·40=28
коэффициент точности 1 1
при подсчёте потерь
то же при расчёте 09 09
по образованию трещин
подсчёт первых потерь
напряжений арматуры
от релаксации (022·[pic]-01)·1050 = -
напряжений арматуры 6825
= 01 · sp - 20; - 01·7065-20=5065
от температурного 125·65=8125 125·65=8125
от деформации анкеров 18·104·[pic]=144 Δl = 125 + 015 · d =
при натяжении = 125·015·18 = 337 мм
на жёсткие упоры стенда 19·104·[pic]=2561
до бетонирования МПа
усилие обжатия бетона 1·566·10-4·(1050-6825-811·1018·10-4·(7065-5065-
кН 25-144)·103 8125-2561)·103
с учётом потерь 1 2 50153 55887
P1 = γsp · Asp · (sp -
напряжение обжатия [pic] 642 [pic] 727
от действия усилия P1
отношение bp Rbp [pic] 023 α = 08 [pic] 026 α = 08
от деформации бетона α = 025 + 0025·28 = 0956 = 085·40·026 = 884
быстронатекающей 6 = 085·40·023 = 782
при bp Rbp ≤ α = 08
при тепловой обработке
суммарные значения los1 = los1 =
первых потерь МПа: 6825+8125+144+782 = 5065+8125+2561+884 =
los1 = 1 + 2 + 3 + = 17172 = 16635
напряжения в арматуре 1050-17172 = 87828 7065-16635 = 54015
усилие предварительного87828·103·566·10-4 54015·103·1018·10-4
с учётом первых потерь
напряжение в бетоне от [pic] 636 [pic] 679
действия усилия P01
подсчёт вторых потерь: 40 40
от усадки бетона 085·150·[pic] 2932 085·150·[pic] 3092
подвергнутого тепловой [pic] 023 075 [pic] = 024 075
обработке при бетоне
от ползучести бетона
суммарное значение 40+2932 = 6932 40+3092 = 7092
полные потери 17172+6932 = 24104 > 16635+7092 = 23727 >
предварительного 100 100
напряжение в арматуре 1050-24104 = 80896 7065-23727 = 46923
за вычетом всех потерь
расчётное отклонение 05 · [pic] · (1 +[pic]) 05 · [pic] · (1 + [pic])
напряжений 004 01; 004 01
при механическом принято Δγsp = 01 принято Δγsp = 01
способе натяжения γsp = 09 и γsp = 11 γsp = 09 и γsp = 11
Δγsp = 05 · [pic] · (1
γsp = 1 - Δγsp = 1 -
γsp = 1 + Δγsp = 1 +
полное усилие обжатия 09·80896·566-(782+40+209·46923·(10-1)·1018-(8
бетона 932)·(10-1)·226 3946784+40+3092)·(10-1)·226
при γsp = 1 - 01 = 09 44277
P02 = γsp · 02 · Asp ·
(10-1) - (6 + 8 + 9)
усилие воспринимаемое 085·(021·(25·30+2·523·1085·(021·(25·30+2·523·1
сечением нормальным к 18)+39467) 47155 кН 18)+44277) 53644 кН
продольной оси Nn = 60562 кН Nn = 60562 кН
элемента при AS = 118 см2 (65В500) AS = 118 см2 (65В500);
образовании трещин кН;продольная арматура α = Es Eb = 17·104
Ncrc = γi · (Rbtser · огибающих сеток 325·103 523
(A + 2 · α · AS) + P02)α = Es Eb = 17·104
Так как Nn > Ncrc то
сечения не обеспечена и
расчёт на раскрытие
расчёт по кратковременному раскрытию трещин
расчётное нормативное 60562 60562
усилие Nn от действия
всех нагрузок при γf =
ширина раскрытия S = [pic] 3727 кНсм2 S = [pic] 1599 кНсм2
трещин мм = 566 (25·30) 0007 = 1018 (25·30)
acrc = · φl · · acrc = 0013
[pic] · 20 · (35 - 10012·1·12·[pic]·20·(35 - acrc =
· )[pic] 100 ·0007)[pic] 041 мм 12·1·1·[pic]·20·(35 -
= 12 для растянутых > [acrc1]lim = 03 мм 100 ·0013)[pic] 011 мм
элементов [acrc1]lim = 03 мм
стержневой арматуры и
= 12 - для канатов;
коэффициент армирования
приращение напряжений
ширина раскрытия трещин ширина раскрытия трещин
acrc больше предельной acrc меньше предельной
[acrc1]l условие не [acrc1]l условие
выполнено выполнено
расчёт по продолжительному раскрытию трещин
расчётное усилие от 632.08 · 095 12
действия постоянных 5004
нагрузок при γf = 1
приращение напряжений (5004 – 44277) 1018
S = (Nn1d - P02) Asp 566 кНсм2
ширина продолжительного = 1018 (25·30)
раскрытия трещин 0013
acrc = · φl · · φl = 16 - 15 · = 16 -
[pic] · 20 · (35 - 100 15 · 0013 = =158
·158·1·[pic]·20·(35 -
0 ·0013)[pic] 006 мм
условия по продолжительному раскрытию трещин удовлетворяются acrc
Результаты расчёта подтверждают что принятые размеры сечения нижнего
пояса и его армирование удовлетворяют условиям расчёта по первой и второй
группам предельных состояний.
Вывод: принимаю 418А800 Asp =1018 см2.
Расчёт верхнего пояса
Максимальное расчётное усилие в стержне 8 N = - 6201 кН. Так как
усилия в остальных стержнях верхнего пояса мало отличаются от расчётных то
для унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с учётом
γn = 095 армируем по усилию N = (- 75043) · 095 - 713 кН Nld = (-
01) · 095 - 58909 кН.
Принимаю арматуру класса A400 (диаметром 10-40 мм) Rs = 365 МПа.
Сечение верхнего пояса b × h = 25 × 28 см длина панели l = 301 см
расчётная длина l0 = 09 · l = 09 · 301 = 2709 см. Отношение l0 b =
09 25 1084 20 и l0 h = 2709 28 968 ( 10). Пояс
рассчитываем на внецентренное сжатие с учётом только случайного
эксцентриситета ea = 1 см что равно (1 30) · h = (1 30) · 28 093
см и больше чем (1 600) · l = (1 600) · 301 05 см.
Проверяю несущую способность сечения при e0 ≤ ea = 1 см.
N ≤ · φ · (Rb · A + Rsc · (As + As’))
коэффициент = 1 т. к. h = 28 см > 20 см
для определения φ = φb + 2 · (φr - φb) · предварительно задаюсь по
конструктивным соображениям процентом армирования = 1 % и вычисляю:
AS + AS’ = · A = 001 · 25 · 28 = 7 см2 что соответствует:
определяю φb = 089 и φr = 09; тогда φ = 089 + 2 · (09 - 089) =
· φ · (Rb · γb2 · A + Rsc · (As + As’)) = 1 · 091 · (22 · 09 · 25 ·
+ 365 · 804) · 100 152831 кН
N = 713 кН · φ · (Rb · γb2 · A + Rsc · (As + As’)) = 152831 кН
Проверяю прочность элемента с учётом влияния прогиба т. к. l0 h =
8 10. Определяю условную критическую силу Ncr.
Ncr = [pic] · [[pic] · ([pic] + 01) + α · IS] =
= [pic] · [[pic] · ([pic] + 01) + 615 · 600] 414885 кН
где I = 25 · 283 12 4573333 см4; φl = 1 + · M1ld M1 = 1 + 1 ·
= 1 - для тяжёлого бетона; α = ES Eb = 20 · 104 (325 · 103)
= 001 (ранее принято - 1 %);
IS = · b · h0 · (05 · h - a)2 = 001 · 25 · 24 · (05 · 28 - 4)2
M1ld = Mld + Nld · (h0 - a) 2 = 0 + 69792 · (24 - 4) 2 69792
M1 = M + N · (h0 - a) 2 = 0 + 713 · (24 - 4) 2 = 7130 кН·см;
e = e0 h = 001 028 004
lmin = 05 - 001 · (2709 28) - 001 · 22 · 09 021
принимаю e = lmin = 021
Коэффициент = 1 (1 - N Ncr) = 1 (1 - 713 414885) 12;
тогда расстояние e = e0 · + 05 · h - a = 1 · 12 + 05 · 28 - 4 = 112
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
R = [pic] = [pic] 054
= 085 - 0008 · Rb · γb2 = 085 - 0008 · 22 · 09 069
sR = RS = 365 МПа (A400 при d ≥ 10 мм)
Относительная продольная сила n1 = [p
’ = a h0 = 4 24 017.
При n1 = 051 R = 054 требуемая площадь симметрично расположенной
AS = AS’ = [pic] · [pic] =
получается отрицательное значение следовательно по расчёту на
внецентренное сжатие с учётом влияния прогиба при принятом сечении пояса
×28 см арматура не требуется. Оставляю армирование по расчёту при
случайном эксцентриситете e0 = ea - 416A400.
Расчёт элементов решётки
Раскосы 13 и 21 подвергаются растяжению максимальное усилие N = 5534
кН Nld = 4589 кН а с учётом коэффициента γn = 095 N = 5534 · 095
57 кН Nld = 4589 · 095 4359 кН. Сечение раскосов 15×15 см
арматура A400 диаметром 10-40 мм RS = 365 МПа.
Требуемая площадь рабочей арматуры по условию прочности AS = N RS =
принимаю 4 12A400 As = 452 см2.
Процент армирования = (AS A) · 100 % = (452 (15 · 15)) · 100 %
1 % 002 > min = 01 %.
Определяю ширину длительного раскрытия трещин acrc:
acrc = · φl · · [pic] · 20 · (35 - 100 · )[pic] =
= 12 · 157 · 1 · [pic] · 20 · (35 - 100 · 002) · [pic] 005 мм
где φ γfm 12 - средний
коэффициент надёжности по нагрузке для пересчёта расчётных усилий в
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяет
условию acrc = 007 мм [acrc2]lim = 02 мм.
Стойки для которых значения усилий меньше чем для крайних раскосов
армируем коснтруктивно 412A400 AS = 452 см2. Процент армирования = (AS
A) · 100 % = (452 (15 · 15)) · 100 % 201 % > min.
Несущая способность сечения Nc = RS · AS = 365 · 452 = 16498 кН.
Рассчитываю наиболее нагруженные сжатые раскосы 15 и 19 N = - 12684 ·
5 - 1205 кН. Геометрическая длина раскосов l = 4036 см расчётная l0
= 09 · l = 09 · 4036 = 36324 см. Расчёт раскосов веду как внецентренно
сжатых элементов с учётом случайного эксцентриситета ea = h 30 = 15 30
= 05 см; ea = принимаю
ea = 1 см. Отношение l0 h = 36324 15 2422 > 20 расчёт следует
выполнять с учётом влияния прогиба на значение эксцентриситета продольной
силы. Принимаю симметричное армирование сечения AS = AS’; = x h0 1 и
Требуемая площадь сечения арматуры:
AS = AS’ = [pic] = [pic] 0
где e = e0 · + (h 2) - a = 1 · 1 + (15 2) - 35 = 5 см;
S0 = 05 · b · h2 = 05 · 15 · 152 = 16875 см3
принимаю из конструктивных соображений 412А400 AS = 452 см2.
Расчёт и конструирование узлов фермы
Требуемая площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стержней
в нижнем поясе в пределах опорного узла
AS = [pic] = [pic] 32 см2
где N = 62184 · 095 59075 кН - расчётное усилие в стержне 1
нижнего пояса с учётом γn = 095; принимаю 412А400 AS = 452 см2. Длина
заделки lan = 35 · d = 35 · 12 = 42 см что больше фактического значения
заделки l1a = 329 см.
Рассчитываю поперечную арматуру.
Расчёт поперечной арматуры в опорном узле
Расчётное усилие из условия прочности в наклонном сечении по линии
где Nsp = Rsp · Asp · l1 lap = 68 · 1256 · 548 (35 · 2) 66862
α = 31° - угол наклона
линии АВ; ctg 31° 166.
Из конструктивных соображений принимаю стержни 10А400 As = 0785
n - количество поперечных стержней в узле пересекаемых линией АВ
Из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении (по линии
АС) требуемая площадь поперечного сечения стержня
где - угол наклона приопорной панели; = 28°5’; sin = sin 28°5’
7; hop = hos = h - h1 2 = 88 - 30 2 = 73 см; N1 = 70491 · 095
966 кН - усилие в приопорном стержне 5; x - высота сжатой зоны бетона:
zs 06 · h0 = 06 · 73 = 438 см - расстояние от центра тяжести
сжатой зоны бетона до равнодействующей усилий в поперечной арматуре
что меньше принятого 10A400 с As = 0785 см2; условие прочности на
изгиб в наклонном сечении выполнено.
Расчёт поперечной арматуры в промежуточном узле
Рис. 2 Промежуточный узел сегментной фермы
К верхнему поясу примыкает растянутый раскос 13 нагруженный
максимальным расчётным усилием N = 5534 · 095 5257 кН. Фактическая
длина заделки стержней раскоса 13 за линии АВС = 228 см а требуемая длина
заделки арматуры 12А400 составляет lan = 35 · d = 35 · 12 = 42 см.
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяю по формуле
Asw ≥ [pic] = [pic] = [pic] 0
где a - условное увеличение длины заделки растянутой арматуры при
наличии на конце коротыша или петли a = 3 · d = 3 · 12 = 36 см k2 = 1
для узлов верхнего пояса; φ - угол между поперечными стержнями и
направлением растянутого раскоса; φ = 61°54’; cos φ = cos 61°54’ 047;
Rs = 290 МПа = 29 кНсм2; k1 = S RS = 1163 365 031; S = N AS
= 5257 452 = 1163 кНсм2; n - количество поперечных стержней в
каркасах пересекаемых линией АВС; при двух каркасах и шаге s = 100 мм n =
По расчёту поперечные стержни в промежуточном узле не требуются.
Назначаю конструктивно 6А400 через 100 мм.
Площадь сечения окаймляющего стрежня в промежуточном узле определяю по
условному усилию при наличии только одного растянутого раскоса Nos = 004 ·
D1 где D1 - усилие в растянутом раскосе.
При D1 = N = 5257 кН усилие Nos = 004 · 5257 = 21 кН. Площадь
сечения окаймляющего стержня AS = [pic] = [pic] 001 см2
где Rso = 90 МПа во всех случаях установленное из условия ограничения
раскрытия трещин; n2 = 2 - число каркасов в узле или число огибающих
принимаю 10A400 AS = 0785 см2.
Пояснительная записка

рис. 3 калона.cdw

рис. 09.cdw

2. введение.doc

Целью курсового проектирования является практическое применение
изучаемого в лекционно-теоретическом курсе материала его закрепление на
практических занятиях и умение самостоятельно творчески мыслить.
Основные задачи курсового проектирования:
- научиться рассчитывать железобетонные конструкции зданий и
- научиться пользоваться технической нормативной и справочной
- научиться использовать в проектировании типовую техническую
документацию (серии) на строительные конструкции и изделия;
- научиться самостоятельно выполнять рабочие чертежи железобетонных
конструкций кратко и технически грамотно составлять пояснительную записку
В процессе курсового проектирования выбираются основные конструктивные
элементы рассчитывается стропильная конструкция покрытия (ферма)
выполняется статический расчёт поперечной рамы конструктивный расчёт
колонны включая расчёт на нагрузки в стадиях изготовления
транспортирования и монтажа рассчитывается внецентренно нагруженный
столбчатый фундамент.
Пояснительная записка

5. рис. 8 МУ (пр.).cdw

лист 5 Ир.cdw

A400 ГОСТ 5781-82 l=700
А400 ГОСТ 5781-82 l=150
А400 ГОСТ 5781-82 l=250
А400 ГОСТ 5781-82 l=210
А400 ГОСТ 5781-82 l=280
А400 ГОСТ 5781-82 l=220
А400 ГОСТ 5781-82 l=300
B500 ГОСТ 6727-80 l=420
B500 ГОСТ 6727-80 l=150
B500 ГОСТ 6727-80 l=1520
B500 ГОСТ 6727-80 l=650
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
Вид А в согнутом виде

Чертеж.cdw

рис. 08.cdw

рис. 02.cdw

рис. 04.cdw

5. рис. 7 МУ (пр.).cdw

лист 6' Ир.cdw

ГОСТ 14098-85-Т12-Рз
для безвыверочного монтажа
зачистить заподлицо с полосой
Поз. 3 условно показана для сварки
в раззенкованные отверстия
Каркасы пространственные
А240 ГОСТ 5781-82 l=500
В500 ГОСТ 6727-80 l=580
В500 ГОСТ 6727-80 l=880
Бетон кл. В25 ГОСТ 7473-94
А400 ГОСТ 5781-82 l=2095
А240 ГОСТ 5781-82 l=250
ВСт 3 пс 6-1 ТУ 14-1-3023-80 l=300
А400 ГОСТ 5781-82 l=10450
B500 ГОСТ 6727-80 l=380
А400 ГОСТ 5781-82 l=3850
А400 ГОСТ 5781-82 l=2800
В500 ГОСТ 6727-80 l=380
А400 ГОСТ 5781-82 l=2880
А400 ГОСТ 5781-82 l=520
А400 ГОСТ 5781-82 l=1500
А400 ГОСТ 5781-82 l=1190
А400 ГОСТ 5781-82 l=580
А400 ГОСТ 5781-82 l=480
ВСт 3 сп 5 ТУ 14-1-3023-80 l=350
А400 ГОСТ 5781-82 l=412
ВСт 3 кп 2 ГОСТ 380-71 l=590
А400 ГОСТ 5781-82 l=310
А240 ГОСТ 5781-82 l=190 (с нарезкой 130)
Гайка М20 ГОСТ 5915-70
Шайба 20.01.019 ГОСТ 11371-78
ВСт 3 пс 6-1 ТУ 14-1-3023-80 l=500
ВСт 3 пс 6-1 ТУ 14-1-3023-80 l=376
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
К2. Расчётная схема.
Схема армирования. Каркасы сетки изделия закладные детали.
Спецификации. Ведомость рахода стали. ТЭП
Ведомость расхода стали кг
Расчётная схема колонны

5. рис. 9 МУ (пр.).cdw

2. лира.doc

Рис. 1 Расчётная схема с указанием номеров узлов элементов
Рис. 2 Расчётная схема с указанием типов жёсткости
Рис. 3 Пространственная модель
Рис. 4 Деформированная схема от постоянной нагрузки
Рис. 5 Загружение 1 «Постоянная нагрузка»
Рис. 6 Загружение 2 «Снег (полн)»
Рис. 7 Загружение 3 «Снег по треугол.»
Таблица 2. Жёсткости
Таблица 3. Усилия от загружений 1 2 3 в кН

5. рис. 6 МУ (пр.).cdw

лист 3 Ир.cdw

Каркасы пространственные
A400 ГОСТ 5781-82 l=800
A400 ГОСТ 5781-82 l=960
A400 ГОСТ 5781-82 l=1060
B500 ГОСТ 6727-80 l=350
A800 ГОСТ 5781-82 l=24000
Бетон кл. В40 ГОСТ 7473-94
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
Расчётно-геометрическая схема фермы.
Схема армирования. Сечения. Узлы.
Ведомость деталей. Спецификация
Ведомость расхода стали кг
Расчётно-геометрическая схема фермы

лист 2.1 Ир.cdw

Стропильная ферма ФС1
Стропильная ферма ФС2
Подкрановая балка БК1
АI; l=190 (с нарезкой)
Закладная деталь колонны
Закладная деталь балки
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание

5. стат. рас. табл.doc

4.3.4 Составление таблицы расчётных сочетаний усилий на среднюю
вид загружения № γ I-I II-II III-III
M кН·м N кН Q кН симм. несимм. снег. кран. ветр.
надкрановая I-I ±2599 116858 - + - + + + подкрановая I-I
±8785 132728 2526 + - + + + II-II ±1798 186051 ±1449
Пояснительная записка

рис. 03.cdw

6. калонна.doc

Конструктивный расчёт колонны
Данные для проектирования
Бетон класса В30 Rb = 17 МПа Rbt = 115 МПа Eb = 325 · 103 МПа
Продольная рабочая арматура класса A400 Rs = Rsc = 365 МПа Es = 20 ·
α = [pic] = [pic] 615
Поперечная арматура класса А240 Rs = Rsc = 225 МПа Es = 21 · 104
Расчётные значения M N Q принимаю с γn = 095.
Расчёт арматуры в надкрановой части колонны по сечению I-I
Сечение колонны b × h = 40 × 60 см при ab = ab’ = 4 см полезная
высота сечения h0 = 60 - 4 = 56 см.
Расчётная длина надкрановой части колонны l0 = 2 · Hв. = 2 · 27 = 54
м = 540 см при учёте крановой нагрузки; l0 = 25 · Hв. = 25 · 27 = 675 м
= 675 см без учёта крановой нагрузки СНиП 2.03.01-84* Бетонные и
железобетонные конструкции табл. 32.
Гибкость надкрановой части колонны:
λ = [pic] = [pic] 3176 > 14 iв. = [pic] = [pic] 17 см
необходимо учесть влияние на несущую способность прогиба путём
умножения e0 на коэффициент .
Устанавливаю значение коэффициента условий работы бетона γb2 для чего
нахожу моменты внешних сил относительно центра тяжести растянутой (менее
сжатой) арматуры с учётом и без учёта крановых и ветровых нагрузок:
MII = М1 = М + N · (05 · h - a) = 2599 + 116858 · (05 · 06 -
MI = M’ + N’ · (05 · h - a) = 0 + 119321 · (05 · 06 - 004)
Т. к. МI = 31023 > 082 · MII = 082 · 32982 27045 кН·м то
согласно п. 3.1 коэффициент условий работы бетона γb2 = 10; расчётные
сопротивления бетона Rb = 17 · 1 = 17 МПа Rbt = 115 · 1 115 МПа.
Для комбинации усилий эксцентриситет e0 = [pic] = [pic]= 002 м = 2
Определяю случайный эксцентриситет продольного усилия:
ea ≥ [pic]· l0 = [pic] · 540 = 09 см
ea ≥ [pic] · h = [pic] · 60 = 2 см принимаю ea = 2 см.
e0 = 2 см > ea = 09 см e0 = 2 см = ea = 2 см СНиП 2.03.01-84* п.
в первом приближении принимаем =0005
Условная критическая сила:
Ncr = [pic] · ([pic] · ([pic]+ 01) + Is red) =
= [pic] · ([pic] · ([pic] + 01) + 5 · 104) 1599776 кН (вместо
e = [pic] = [pic] = 003
e мин. = 05 - 001 · [pic] - 001 · Rb · γb2 = 05 - 001 · [pic] -
e = 003 e мин. = 024 принимаю e = 024 γb2 = 10;
φld = 1 + · [pic] = 1 + 1 · [pic] 174 1 + = 1 + 1 = 2
= 1 - коэффициент для тяжёлого бетона СНиП 2.03.01-84* табл. 30;
Mld’ = Mld2 + Nld2 · ([pic] - as) = 0 + 94624 · ([pic] - 004)
Mld’ - изгибающий момент в сечении I - I от постоянной нагрузки
относительно центра тяжести растянутого (менее сжатого) стержня арматуры;
М’ = Ммакс. + Nc · ([pic] - ab) = 2599 + 116858 · ([pic] - 004)
М’ - то же от совместного действия постоянных и временных нагрузок
при наиболее невыгодном их сочетании;
принимаю предварительно коэффициент армирования = 0005;
приведённый момент инерции сечения арматуры относительно центра
тяжести бетонного сечения Isred = α · (As + As’) · ([pic] - a)2 = α · ·
b · h · ([pic] - a)2 = 615 · 0005 · 40 · 60 · ([pic] - 4)2 = 5 · 104 см4.
Расчётный эксцентриситет продольной силы:
e = e0 · + 05 · h - ab = 2 · 108 + 05 · 60 - 4 = 2816 см.
Значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
= α - 0008 · Rb · γb2 = 085 - 0008 · 17 · 10 0714 -
характеристика сжатой зоны бетона α = 085 - коэффициет для тяжёлого
sR = Rs = 365 МПа - напряжение в арматуре (А400);
sc u = 400 МПа - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны γb2 =
При R = 056 AR = 0399 и вычисляю по формуле при γn = 095:
As’ = [pic] = [pic] 0.
Сечение арматуры As’ = 0002 · b · h0 = 0002 · 40 · 56 = 448 см2.
Принимаю 2 18 А400 As’ = 509 см2.
При принятом сечении As’ значение А0:
А0 = [pic] [pic] 0088 см2.
Определяю сечение растянутой арматуры As:
As = [pic] + As’ = [pic] + 509 0.
Сечение арматуры также назначаю конструктивно принимаю As = As’ =
Полученный коэффициент армирования:
= [pic] = [pic] 0004 что близко к предварительно принятому =
05; расчёт можно не уточнять.
Проверка надкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной к
радиус инерции сечения
[pic] = [pic] = 3375 > [pic] = [pic] 3176
Расчет из плоскости изгиба (надкрановая часть)
За высоту сечения принимаем его размер из плоскости поперечной рамы
т.е. в этом случае h = b = 400мм. Расчетная длина надкрановой части из
плоскости составляет
l0 = · H = 15 · 27 = 405 м. При гибкости [pic] больше минимальной
гибкости в плоскости изгиба [pic]= [pic]=9 расчет из плоскости изгиба
необходимо выполнить. Так как l0=405м 20·h=20·04=8м расчет выполняем
согласно алгоритму №12 на действие продольной силы с учетом случайного
При h=400мм расстояния между осями стержней продольной арматуры менее
0мм следовательно установка продольной конструктивной арматуры не
требуется (п. 5.57 [5]).
Должно выполняться условие [pic]
Прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена.
Расчёт арматуры в подкрановой части колонны по сечению III-III
Расчётная длина подкрановой части колонны l0 = 15 · Hн. = 15 · 78 =
Гибкость λ = [pic] = [pic] 5065 > 14 i = [pic] = [pic] = [pic]
Необходимо учесть влияние на несущую способность прогиба путём
Далее веду расчёт аналогично расчёту надкрановой части колонны.
Случайный эксцентриситет ea: [pic] · h = [pic] · 80 = 266 см [pic] ·
l0 = [pic] · 1170 = 195 см 1 см.
e0 = [pic] = [pic] 001 = 1 см.
Устанавливаю значение коэффициента условий работы бетона γb2:
MII = М1 = М + N · (05 · h - a) = 1798 + 186051 · (05 · 08 -
MI = M’ + N’ · (05 · h - a) = 0 + 150613 · (05 · 08 - 004)
Т. к. МI = 5422 082 · MII = 082 · 68776 56396 кН·м то
коэффициент условий работы бетона γb2 = 11; расчётные сопротивления бетона
Rb = 17 · 11 = 187 МПа Rbt = 115 · 11 126 МПа.
= [pic] · ([pic] · ([pic] + 01) + 179 · 103) 1066198 кН
e = [pic] = [pic] 001
e = 001 e мин. = 017 принимаю e = 017 γb2 = 11;
φld = 1 + · [pic] = 1 + 1 · [pic] 166 1 + = 1 + 1 = 2
Mld’ = Mld2 + Nld2 · ([pic] - as) = 0 + 125989 · ([pic] - 004) =
М’ = Ммакс. + Nc · ([pic] - ab) = 1798 + 186051 · (05 · 08 - 004)
принимаю предварительно коэффициент армирования = 0007;
b · h · ([pic] - a)2 = 615 · 0007 · 40 · 80 · ([pic] - 4)2 = 179 · 103
= [pic] = [pic] 121.
e = e0 · + 05 · h - ab = 1 · 121 + 05 · 80 - 4 = 3721 см
Предполагая As = As’ нахожу
тогда = [pic] = [pic] 038 что меньше R = 055 AR = 0399.
Полагая = R вычисляю As’
Арматуру в сжатой зоне ставлю из конструктивных соображений As’ =
02 · 40 · 76 = 608 см2 принимаю 2 22 А400.
Уточняю значение A0 при принятом сечении As’ = 76 см2:
А0 = [pic] = [pic] 0212 см2.
соответствующее значение R = 024
Определяю площадь сечения арматуры As:
As = [pic] + As’ = [pic] + 76 0.
Принимаю конструктивно As = As’ = 76 см2 2 22 А400.
При R = 055 и AR = 0399 нахожу:
По конструктивным соображениям необходимо: = 02 % As’ = 0002 · 40
· 76 = 608 см2 ранее было принято 2 22 А400 As’ = 76 см2.
A0 = [pic] = [pic] 0192 см2.
Этому значению соответствует = 0215.
Проверка подкрановой части колонны в плоскости перпендикулярной
гибкость λ’ = [pic] = [pic] 52 > [pic] = [pic] 45 в плоскости
действия изгибающего момента следовательно расчёт из плоскости изгиба
Расчет из плоскости изгиба (подкрановая часть)
т.е. в этом случае h = b = 400мм. Расчетная длина подкрановой части из
плоскости составляет [pic]м. При гибкости [pic] больше минимальной гибкости
в плоскости изгиба [pic] расчет из плоскости изгиба необходимо выполнить.
Так как l0=624м 20·h=20·04=8м расчет выполняем согласно алгоритму №12
на действие продольной силы с учетом случайного эксцентриситета.
На консоль колонны по оси Б действует сосредоточенная сила от веса
подкрановой балки и вертикального давления кранов (G = 11426 кН Дмакс. =
Qк. = G + Дмакс. = 11426 + 42112 = 53538 кН.
Размеры консоли: hк. = 1250 мм a = 350 мм; h0 = 1210
Подкрановые балки с шириной опорной площадки 340 мм опираются поперёк
консоли тогда lsup = 340 мм l1 = 340 мм. Т. к. на консоль действуют
нагрузки малой суммарной продолжительности то расчётные сопротивления
бетона принимаю с коэффициентом γb2 = 11: Rb = 17 · 11 = 187 МПа Rbt =
5 · 11 126 МПа = 0126 кНсм2.
Т. к. Qк. = 53538 кН 25 · Rbt · b · h0 = 25 · 0126 · 40 · 121 =
246 кН прочность бетонного сечения консоли достаточна и поперечное
армирование её выполняется конструктивно. При hк. = 1250 мм > 25 · a = 25
· 350 = 875 мм поперечное армирование принимаю в виде горизонтальных
хомутов из стержней 6 А400 с шагом 150 мм по высоте консоли.
Проверяю бетон консоли под опорой подкрановой балки на местное сжатие
(смятие) из условия N · Rb loc · Aloc для чего последовательно
- расчётная площадь смятия Aloc2 = b · (2 · b + lsup) = 40 · (2 · 40 +
- расчётное сопротивление бетона смятию
Rb loc = α · φb · Rb · γb9 = 091 · 15 · 187 · 09 = 2297 МПа
α = 135 · [pic] = 135 · [pic] 091 (для бетона класса В30) γb9 =
N = Qк. = 53538 кН · Rb loc · Aloc1 = 075 · 229 · 1360 =
358 кН следовательно смятие бетона консоли не произойдёт.
Требуемая площадь сечения продольной арматуры консоли:
As = [pic] = [pic] = 412 см2.
Принимаю 2 20 А400 As = 628 мм2.
Для надёжной анкеровки продольной арматуры она должна быть заведена за
грань колонны на длину не менее чем lan = 36 · d = 36 · 2 = 72 см.
Так как требуемая длина анкеровки lan > h1 = 600 мм то анкеровка
продольной арматуры консоли достигается приваркой к её концам закладной
Проверка трещиностойкости и прочности колонны в стадиях подъёма
транспортирования и монтажа
Места расположения строповочных отверстий в стволе колонны можно
установить из расчёта по образованию трещин.
Предельный момент воспринимаемый сечением с симметричным
армированием при изгибе
в надкрановой части: Mu = Rs · As · (h0 - a’) = 365 · 509 · (36 - 4)
= 594512 кН·см 5945 кН·м As = 509 см2 (2 18 А400);
в подкрановой части: Mu = 365 · (76 + 1131) · (36 - 4) 10198
кН·м As = 76 см2 (2 22 А400) As = 1131 (1 12 A400).
Погонная нагрузка от собственного веса колонны с учётом коэффициента
динамичности равного при подъёме kd = 14.
в надкрановой части g1 = kd · b · h · γ = 14 · 06 · 04 · 25 = 84
в подкрановой части g2 = 14 · 08 · 04 · 25 = 112 кНм
Моменты на опорах A и В:
МА = [pic] = [pic] = 2222 кН·м МВ = [pic] = [pic] 224 кН·м.
Максимальный момент в пролёте:
М = [pic] - [pic] = [pic] - [pic] = 5915 – 2231 3684 кН·м.
Величина сжатой зоны бетона в надкрановой части колонны:
x = [pic] = [pic] 236 см
Rb0 = 07 · Rb = 07 · 17 = 119 МПа
= [pic] = [pic] 006 R = 055.
МА = 2222 кН·м Rs · As · (h0 - 05 · x) = 365 · 509 · (36 - 05 ·
Условие выполняется прочность сечения надкрановой части колонны в
стадии подъёма обеспечена.
Величина сжатой зоны бетона в подкрановой части колонны:
x = [pic] = [pic] 304 см
= [pic] = [pic] 008 R = 055.
МВ = 224 кН·м Rs · As · (h0 - 05 · x) = 365 · 8731 · (36 - 05 ·
Условие выполняется прочность сечения подкрановой части колонны в
динамичности kd = 16 (при транспортировке).
в надкрановой части g1 = kd · b · h · γ = 16 · 06 · 04 · 25 = 96
в подкрановой части g2 = 16 · 08 · 04 · 25 = 128 кНм
МА = [pic] = [pic] = 2539 кН·м МВ = [pic] = [pic] 256 кН·м.
М = [pic] - [pic] = [pic] - [pic] = 676 – 2549 4211 кН·м.
x = [pic] = [pic] 355 см
МА = 2539 кН·м Rs · As · (h0 - 05 · x) = 365 · 509 · (56 - 05 ·
x = [pic] = [pic] 529 см
МВ = 256 кН·м Rs · As · (h0 - 05 · x) = 365 · 76 · (76 - 05 ·
При установке колонны в проектное положение изгибающий момент в
месте строповки с учётом коэффициента динамичности kd = 14 (монтаж в
положении «на ребро»)
Изгибающий момент в месте строповки:
МА = [pic] = [pic] 3062 кН·м Mu = 5945 кН
а в середине пролёта M = [pic] - [pic] = [pic] - [pic] = 9185 – 2972
13 кН·м Mu = 10198 кН.
Пояснительная записка

лист 7 Ир.cdw

Бетонная подготовка размерами в плане 56
из бетона класса В10.
Бетон кл. В15 ГОСТ 7473-94
А400 ГОСТ 5781-82 l=5350
A400 ГОСТ 5781-82 l=2250
A400 ГОСТ 5781-82 l=4750
A400 ГОСТ 5781-82 l=2650
A400 ГОСТ 5781-82 l=1750
A400 ГОСТ 5781-82 l=1100
A400 ГОСТ 5781-82 l=1400
A400 ГОСТ 5781-82 l=1150
A400 ГОСТ 5781-82 l=1450
0 ГОСТ 103-2006 l=150
А400 ГОСТ 5781-82 l=150
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
Ведомость расхода стали кг

ведомость.doc

Ведомость рабочих чертежей
Наименование Примечани
Схема расположения колонн связей по колоннам
стропильных и подстропильных ферм подкрановых балок.
Расчётно-геометрическая схема фермы. Схема армирования.
Сечения. Узлы. Ведомость деталей. Спецификация
КП1 КП7 и КР1 КР7 КР8 12. Ведомость деталей.
К2. Расчётная схема. Схема армирования. Каркасы сетки
изделия закладные детали. Спецификации. Ведомость
Фундамент Ф15.3.5.2
Пояснительная записка

рис. 9 ветер.cdw

7. фундамент.doc

Расчёт столбчатого внецентренно нагруженного фундамента
I Исходные данные для расчёта и конструирования фундамента
Расчётное сопротивление грунта основания R0 = 014 МПа = 140 кНм2.
Нагрузки действующие в уровне обреза фундамента:
Mмакс. (Mмин.) = ± 472 кН·м Nс. = 141168 кН Qс. = 2526 кН
Nмакс. = 186051 кН Mс. = - 1798 кН·м Qс. = - 1448 кН.
нормативные нагрузки с γf = 1 (для определения площади подошвы
фундамента расчёт по II группе предельных состояний но с учётом веса
фундамента и грунта на его уступах) расчётные нагрузки с γf = 11 (все
остальные расчёты относящиеся к I группе предельных состояний но без веса
фундамента и грунта на его уступах)
Выбор материалов для проектирования фундаментов
Для монолитного фундамента:
бетон класса В15 Rb = 85 МПа = 8500 кНм2 Rbt = 075 МПа = 750
Rb · γf = 85 · 11 = 935 МПа Rbt = 075 · 11 = 0825 МПа.
Для замоноличивания колонн в стакане фундамента: бетон класса В 15.
Бетон подготовки под подошвой фундамента: бетон класса В10.
Арматурная сталь класса А400 по ГОСТ 5781-82 диаметром ≥ 10 мм Rs =
Rsc = 365 МПа Rsw = 290 МПа.
Нормативная глубина сезонного промерзания грунта
dfn = d0 · [pic] = 023 · [pic] 184 м
d0 = 023 (для суглинков) Mt = 177 + 166 + 86 + 72 + 143 = 644
Расчётная глубина сезонного промерзания грунта
df = kh · dfn = 06 · 184 = 1107 м
Глубину заложения фундамента (основание - суглинки) принимают не менее
глубины промерзания.
d = 1107 + 015 = 1257 м
Принимаю фундамент высотой 18 м. Глубина заложения фундамента - 195
II Определение нагрузок по подошве фундамента и площади подошвы
фундамента. Проверка подобранных размеров подошвы по грунтовым условиям.
Расчётные нагрузки по подошве фундамента:
продольная сила: Nf = Nкол. = 186051 кН;
момент: Мf = Mкол. + Qкол. · H = - 1798 – 1448 · 18 = - 4404 кН·м.
Рис. 1 Нагрузки на фундамент
Определяю нормативные нагрузки с γf = 1:
Nser = [pic] = [pic] 15767 кН Mser = [pic] = [pic] - 3732 кН·м.
Определяю требуемую площадь подошвы фундамента:
Aft = [pic] = [pic] 2029 м2.
Требуемый размер большой стороны подошвы:
lt = [pic] = [pic] 538 м.
Требуемый размер меньшей стороны подошвы:
bt = lt · 07 = 538 · 07 376 м.
Подбираю размеры подошвы фундамента по серии 1.412.1-6 в. 0 табл. 1.
Номер типоразмера подошвы фундаментной плиты - 15 a1 = 54 м b1 =
м A = 2592 м2. Количество ступеней плитной части - 3. Номер
типоразмера подколонника - 5 aп. = 15 м bп. = 12 м. Номер типоразмера
высоты фундамента - 2 Hф. = 18 м.
Фактические размеры подошвы фундамента:
A = l · b = 54 · 48 = 2592 м2 > Aft = 2029 м2.
Момент сопротивления подошвы фундамента:
Wf = [pic] = [pic] = 2333 м3.
Давление под подошвой фундамента:
[pic] = [pic] + [pic] + 20 · H1 = [pic] + [pic] + 20 · 195 10143
[pic] = [pic] - [pic] + 20 · H1 = [pic] - [pic] + 20 · 195 15746
[pic] = [pic] = [pic] 12944 кНм2.
Проверяю принятые размеры подошвы фундамента по грунтовым условиям:
[pic] = 10143 кНм2 12 · R0 = 12 · 140 = 168 кНм2
[pic] = 15746 кНм2 > 0
[pic] = 12944 кНм2 R0 = 140 кНм2.
Условия выполняются принятые размеры подошвы достаточны.
III Определение геометрических размеров фундамента
Размеры стакана для колонн
Рис. 2 Определение геометрических размеров фундамента
e0 = [pic] = [pic] 002 м = 2 см 2 · lкол. = 2 · 08 = 16 м = 160
Толщину стенок стакана (t и t1) следует принимать не менее:
t = 02 · lкол. = 02 · 08 = 016 м = 16 см > 15 см (в плоскости
изгибающего момента) t1 = 15 см (из плоскости изгибающего момента).
Глубина стакана по серии 1.412.1-6 в. 0 табл. 4 hст. = 1100 мм в
зависимости от размеров колонны aк. × bк. = 800 × 400 мм и размеров
подколонника aп. × bп. = 15 × 12 м.
Минимальные размеры горизонтального сечения подколонника:
длина: lп. мин. = lк. + 2 · tмин. + 2 · 75 = 80 + 2 · 16 + 2 · 75 =
ширина: bп. мин. = bк. + 2 · t1 мин. + 2 · 75 = 40 + 2 · 15 + 2 ·
по серии 1.412.1-6 в. 0 табл. 4 aп. = 15 м bп. = 12 м.
Определение количества и размеров ступеней подошвы фундамента
Принимаю c1 = 06 м c2 = 09 м c3 = 045 м h1 = h2 = h3 = 03 м по
серии 1.412.1-6 в. 0.
l = lп. + (c1 + c2 + c3) · 2 = 15 + (06 + 09 + 045) · 2 = 54 м -
длина подошвы фундамента b = bп. + (с1’ + c2’ + c3’) · 2 = 12 + (06 +
+ 03) · 2 = 48 м ширина подошвы фундамента
hп. = H - h1 - h2 - h3 = 18 - 03 - 03 - 03 = 09 м - высота
IV Расчёт плитной части фундамента на продавливание
[pic]= [pic] 089 > 05
Cхема II. При стаканном сопряжении сборной колонны с низким
Рис. 3 Схема для расчёта на продавливание
при dп. - hп. = 1100 - 900 = 200 мм 05 · (1500 - 900) = 300 мм
Расчёт на продавливание по II схеме
Рис. 4 Определение грузовой площади пирамиды продавливания по II схеме
Aк. = 2 · (bк. + lк.) · dк. = 2 · (40 + 80) · 105 = 25200 см2 = 252
α = (1 - [pic]) = (1 - [pic]) 06 085
Nр. = α · Nк. = 085 · 186051 = 158143 кН
Проверка фундамента по прочности на продавливание колонной от дна
стакана при действии продольной силы Nр.
Nр. ≤ b · l · Rbt · γb2 · γb9 · bm · (h0 п. - dп.) A0
lп. = 100 см bп. = 50 см
ho п. = 65 см = 065 м
bm = bп. + ho п. = 50 + 65 = 115 см = 115 см
A0 = 05 · b · (l - lп. - 2 · h0 п.) - 025 · (b - bп. - 2 · h0 п.)
= 05 · 480 · (540 - 100 - 2 · 65) - 025 · (480 - 50 - 2 · 65) =
b · l · Rbt · γb2 · γb9 · bm · (dп.- h0 п.) A0 =
= 48 · 54 · 750 · 11 · 09 · 115 · (11 - 065) 74325 1340 кН
Nр. = 218288 кН > b · l · Rbt · γb2 · γb9 · bm · (dп.- h0 п.) A0 =
40 кН (условие не выполняется)
Проверка фундамента по прочности на раскалывание продольной силой Nр.
Рис. 5 К расчёту на раскалывание
при bк. lк. = 400 800 05 Ab Al = 3562500 3822500 093
Nр. ≤ (1 + [pic]) · · γg · Al · Rbt · γb2 · γb9
(1 + [pic]) · · γg · Al · Rbt · γb2 · γb9 =
= (1 + [pic]) · 075 · 13 · 38225 · 750 · 11 · 09 415087 кН
Nр. = 158143 кН (1 + [pic]) · · γg · Al · Rbt · γb2 · γb9 =
5087 кН (условие выполняется)
V Расчёт плитной части фундамента на поперечную силу
Т. к. b l = 48 54 089 > 05 то этот расчёт можно не
Определение площади арматуры плитной части фундамента
Рис. 6 Определение площади арматуры плитной части
Эксцентриситет продольной силы: e0 = [pic] = [pic] 0009 м 1 см.
Момент действующий в каждом сечении: Мi-i = [pic]
c1 = [pic] = [pic] = 23 м (сечение 1-1) c2 = [pic] = [pic] = 195 м
(сечение 2-2) с3 = 06 м (сечение 3-3)
М1-1 = [pic] 16368 кН·м
М2-2 = [pic] 120799 кН·м
М3-3 = [pic] 12584 кН·м.
Арматуру определяю как для прямоугольного сечения с одиночным
Коэффициент α0 = [pic]
b1 = bп. = 12 м (сечение 1-1) b2 = 36 м (сечение 2-2) b3 = b = 48
h01 = H - a = 18 - 005 = 175 м (сечение 1-1) h02 = h0 пл. = 085
м (сечение 2-2) h03 = h1 - a = 03 - 005 = 025 м (сечение 3-3)
В зависимости от α0 определяю : 1 = 09 2 = 09 3 = 09.
Площадь продольной рабочей арматуры в направлении l: Asl = [pic]
As1l = [pic] 2847 · 10-3 м2 2847 см2
Asl2 = [pic] 4326 · 10-3 м2 4326 см2 - наибольшее
Asl3 = [pic] 1532 · 10-3 м2 1532 см2.
Возможное количество стержней длиной l на ширине b с шагом 200 мм:
n = b 02 = 48 02 = 24 шт.
Площадь поперечного сечения одного стержня:
As1 = Asl2 n = 4326 24 18 см2.
Т. к. b = 48 м > 3 м то диаметр не менее 12 мм.
Принимаю 24 16 А400 As = 24 · 2011 4826 см2.
Диаметр стержней в направлении b принимаю таким же как в направлении
n = l 02 = 54 02 = 27 шт.
16 А400 As = 27 · 2011 543 см2
Армирование подошвы фундамента
Применяю сварные сетки по ГОСТ 23279-84 расположенные по подошве в
два ряда т. к. b = 48 м > 3 м. Принимаю отдельные сетки с рабочей
арматурой в одном направлении укладываемые в двух плоскостях при этом
рабочая арматура параллельная большей стороне l укладывается снизу.
Сетки в каждой из плоскостей укладываются без нахлёстки с расстояниями
между крайними стержнями не > 200 мм.
Толщину защитного слоя бетона принимаю в зависимости от наличия
бетонной подготовки под подошвой фундамента aз. = 50 мм.
Толщина бетонной подготовки - 100 мм класс бетона В10.
Расчёт продольной арматуры подколонника
Рис. 7 К расчёту продольной арматуры подколонника
Для низкого фундамента достаточно произвести расчёт только коробчатого
сечения на внецентренное сжатие.
Gf = lп. · bп. · hп. · γбет. · γf = 15 · 12 · 09 · 25 · 11 = 4455
м2 - вес фундамента над сечением при замоноличенном стакане
N1-1 = Nк. + Gf = 186051 + 4455 = 190506 кН - продольная сила
M1-1 = Mк. + Qк. · hп. = - 1798 – 1448 · 09 - 3101 кН·м - момент
по низу подколонника
Расчёт сечения 1-1 (коробчатое сечение)
Для расчёта коробчатое сечение привожу к эквивалентному двутавровому.
Рис. 8 Приведённое сечение подколонника (сечение 1-1)
Расчёт производится на действие продольной силы Nр. и момента M1-1.
Принимаю as = as’ = 6 см.
Определяю эксцентриситет продольной силы: e01 = [pic] = [pic]
Расчётный эксцентриситет:
e = e01 · + 05 · (h0 - as’) = 001 · 1 + 05 · (144 - 006) = 07
hп. bп. = 08 12 = 066 4 = 1 - коэффициент продольного
h0 = lп. - as = 15 - 006 = 144 м
Определяю положение нейтральной оси из условия: Nр. ≤ Rb · γb2 ·
Rb · γb2 · γb9 · bп. · t = 8500 · 11 · 09 · 12 · 0225 = 227205 кН
Nр. = 158143 кН Rb · γb2 · γb9 · bп. · t = 227205 кН
условие выполняется арматуру подбираю как для прямоугольного сечения
т. к. нейтральная ось проходит в полке тавра
= α - 0008 · Rb · γb2 = 085 - 0008 · 85 · 11 0775
sR = Rs = 365 МПа scu = 400 МПа
R = [pic] = [pic] 061
Подбор сечений арматуры подколонника
Рис. 9 Схема армирования поперечного сечения подколонника
Армирование принимаю симметричное полученную по расчёту арматуру
располагаю по коротким сторонам подколонника на расстоянии друг от друга
менее 400 мм диаметр вертикальных стержней - не менее 12 мм.
Защитный слой бетона aз. > 50 мм (60 мм) и 2 · d продольной арматуры.
По длинным сторонам подколонника арматуру устанавливаю по конструктивным
Арматуру объединяю в вертикальные сварные сетки. Подбор арматуры
произвожу в соответствии с положением нейтральной оси:
т. к. Nр. = 158143 кН Rb · bп. · t = 8500 · 12 · 0225 = 2295 кН -
Определяю вспомогательные коэффициенты:
αn = [pic] = [pic] 01 R = 061
αm1 = [pic] = [pic] 005
= [pic] = [pic] 004.
As = As’ = [pic] · [pic] =
Армирование назначаю по конструктивным соображениям.
As = As’ = 00005 · bп. · lп. = 00005 · 120 · 150 = 9 см2
Принимаю 4 18 А400 As = 1018 см2.
Расчёт горизонтальных сеток стаканной части подколонника
Определяю величину эксцентриситета по сечению 1-1: e0 = [pic] = [pic]
lк. 2 = 08 2 = 04 м lк. 6 = 08 6 = 013 м > e0 = 002 м
продольная сила находится в пределах ядра сечения поперечное
армирование подколонника назначаю конструктивно
Диаметр стержня должен соответствовать следующим требованиям: ≥ 8 мм
≥ 025 · ds (диаметр продольной арматуры подколонника).
Принимаю 4 8 А400 As = 201 см2.
VII Расчёт подколонника на местное сжатие
При расчёте на местное сжатие дна стакана подколонника без поперечного
(косвенного) армирования должно удовлетворяться условие: Nр. ≤ loc ·
т. к. e0 = 002 м lк. 6 = 08 6 = 013 м то loc = 1
Aloc1 = lк. · bк. = 08 · 04 = 032 м2 - площадь торца колонны
Aloc2 = lп. · bп. = 15 · 12 = 18 м2 - площадь поперечного сечения
φloc = [pic] = [pic] 177
Rbloc = φloc · Rb · γb3 · γb9 = 177 · 85 · 085 · 09 11509 МПа
loc · Rbloc · Aloc1 = 1 · 11509 · 032 = 36832 кН
Nр. = 190506 кН loc · Rbloc · Aloc1 = 400284 кН
Условие выполняется прочность подколонника на смятие под торцом
колонны обеспечена устанавливать сетки косвенного армирования под дном
VIII Расчёт трещиностойкости фундамента
Проверки на образование и раскрытие трещин произвожу для двух сечений:
- для нижнего сечения подколонника;
- для плитной части фундамента.
Проверка нижнего сечения подколонника
Пересчитываю нагрузки в сечении 1-1 на нормативные с γf = 1:
Nser1 = [pic] 161445 кН Mser1 = [pic] 2628 кН·м.
Определяю площадь приведённого сечения подколонника (по сечению 1-1):
Ared1 = bп. · lп. - bст. · lст. + [pic] · (As + As’) =
= 120 · 150 - 50 · 100 + [pic] · (1018 + 1018) 1319863 см2.
Момент сопротивления приведённого сечения:
Wred1 = [pic] - [pic] = [pic] - [pic] 36666667 см3.
Растягивающие напряжения по наименее сжатой грани:
b = [pic] - [pic] = [pic] - [pic] 012 кНсм2.
Т. к. b = 012 кНсм2 > 0 проверка на образование и раскрытие трещин
сечений подколонника не требуется (трещины не образуются т. к. напряжения
в опасном сечении сжимающие).
Проверка плитной части фундамента
Определяю коэффициент армирования сечений подошвы:
= [pic] = [pic] 00004
[pic] - наибольшее из площадей продольной арматуры подошвы
скорректированное по сортаменту с учётом минимально возможных диаметров.
Т. к. = 00004 02 то произвожу расчёт на образование трещин в
плитной части фундамента.
Определяю момент сопротивления приведённого сечения подошвы:
Wпл. = (0292 + 15 · [pic] · [pic]) · b · h2 =
= (0292 + 15 · 4826 · [pic]) · 480 · 302 14733132 см3 015 м3.
Момент трещинообразования:
Mcrc = Rbtn · Wпл. = 115 · 103 · 015 = 1725 кН·м.
Проверка: Mser = 3732 кН· м Mcrc = 1725 кН·см.
Условие выполняется трещины не образуются.
Пояснительная записка

рис. 1 рама.cdw

Техноэласт ЭКП - 42 мм
Техноэласт ЭПП - 4 мм
Стяжка - плоские асбестоцементные листы
= 10 мм в 2 слоя - 20 мм
Утеплитель - ППЖ - 120 мм
Пароизоляция - Техноэласт ЭПП - 4 мм
Плита покрытия железобетонная ребристая размером 3

рис. 07.cdw

4. рама.doc

4 Статический расчёт одноэтажной рамы промышленного здания в сборном
1 Общая характеристика здания
1.1 К заданию на проектирование
Уровень ответственности здания – II - нормальный коэффициент
надёжности по ответственности γn = 095.
1.1 Выбор конструктивных элементов и компоновка здания
Поперечный разрез и фрагмент плана приведены на рис. 1 (ригели на рис.
Рис. 1 Фрагмент плана и поперечный разрез
Рис. 2 Общий вид и размеры колонн
Рис. 3 Цокольная панель
Рис. 4 Поперечная рама и грузовая площадь при разном шаге крайних и
Поперечная рама промышленного здания состоит из колонн жёстко
заделанных в фундаменте и шарнирно соединённых с ригелем.
Расчёту подлежит вторая от торца рама как находящаяся в наиболее
невыгодных условиях.
В состав поперечной рамы входит:
при разном шаге крайних и средних колонн рама-блок состоящая из двух
поперечных рядов колонн с грузовой площадью шириной равной шагу средних
При этом усилия полученные в результате расчёта для средней колонны
будут расчётными а для крайних колонн их следует уменьшить вдвое.
На расчётную поперечную раму действуют следующие виды нагрузок:
а) Постоянная приложенная до монтажа покрытия от собственного веса колонн
и подкрановых балок;
б) Постоянная приложенная после монтажа покрытия от собственного веса
покрытия и навесных стеновых панелей;
в) Временная - от снега вертикальных и горизонтальных крановых нагрузок и
Все временные нагрузки относятся к кратковременным.
Для конструктивного расчёта колонн по первой группе предельных состояний
определяю только расчётные нагрузки.
Коэффициенты надёжности по нагрузке γf определяю согласно СНиП 2.01.07-85*
«Нагрузки и воздействия».
2.1 Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия
От собственного веса колонн
общий вес Gкр. = 76 т = 76 кН
- надкрановая часть:
[pic] = 038 · 04 · 29 · 25 · 11 · 095 115 кН
- подкрановая часть:
[pic] = 76 · 11 · 095 – 115 679 кН
общий вес Gср. = 97 т = 97 кН
[pic] = 06 · 04 · 27 · 25 · 11 · 095 169 кН
[pic] = 97 · 11 · 095 – 169 844 кН
От собственного веса подкрановых балок с рельсами
м. рельса типа КР70 528 кг.
Подкрановая балка пролётом 6 м с рельсом
[pic] = (35 + 0528 · 6) · 11 · 095 3989 кН
Подкрановая балка пролётом 12 м с рельсом
[pic] = (103 + 0528 · 12) · 11 · 095 11426 кН
Эксцентриситет приложения этой нагрузки:
eс.в. = 075 - [pic]= 04 м
2.2 Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия
От собственного веса покрытия
Эта нагрузка состоит из двух частей - нагрузки от плит покрытия и
кровли (254 кНм2) и нагрузки от несущей конструкции покрытия (фермы).
Вес фермы стропильной пролётом 24 м - 112 т (112 кН) вес фермы
подстропильной - 113 т (113 кН).
Расчётные нагрузка Nф.24м = 112 · 11 · 095 = 11704 кН Nп.ф. = 113
Полные расчётные нагрузки от покрытия:
на крайние колонны (с одного пролёта)
[pic] =[pic]= 254 · [pic] · 6 · 095 + [pic] 23226 кН (ось А ось
на средние колонны (с двух пролётов)
[pic]= [pic]= 254 · 24 · 12 · 095 + 11704 + 11809 114711 кН
Нагрузка от покрытия приложена на расстоянии 200 мм от оси.
Т.к. в случае нулевой привязки величина эксцентриситета относительно
невелика (10 мм) его можно не учитывать т.е. принять e1 = 0.
Рис. 6 Привязка опорной реакции от покрытия (для крайней и средней
От собственного веса стеновых панелей
Вес цокольной панели первой ленты остекления (ниже отметки +6600)
передаётся непосредственно на фундамент через фундаментную балку не
оказывая влияния на колонну. Следовательно усилие в колонне от веса стен и
остекления возникают только в верхней надкрановой части. Нагрузки от стен
и остекления приложены по оси стеновых панелей с эксцентриситетами:
ewp1 = 032 + 003 + 072 = 053 м
ewp2 = 032 + 003 + 0382 = 037 м
а) Нагрузка от стеновых панелей и остекления ниже отметки +6600 (для
- расчётная нагрузка от цокольной панели:
Gст.п.1 = 148 · 03 · 6 · 16 · 12 · 095 4859 кН
- расчётная нагрузка от двойного остекления (при весе 1 м2 07 кН)
Gост.1 = 07 · (18 · 4) · 6 · 11 · 095 237 кН
Полная нагрузка от стеновых панелей и остекления ниже отм. +6600:
Gwp1 = Gст.п.1 + Gост.1 = 4859 + 237 = 7229 кН
Нагрузка приложена в уровне обреза фундамента.
б) Нагрузка от стеновых панелей и остекления между отметками +6600 и
+10800 (в пределах надкрановой части колонны).
- расчётная нагрузка от стеновых панелей:
Gст.п.2 = (12 · 3) · 03 · 6 · 16 · 12 · 095 11819 кН
Gост.2 = 07 · (12 · 2) · 6 · 11 · 095 1053 кН
Полная расчётная нагрузка от стеновых панелей и остекления в пределах
Gwp2 = Gст.п.2 + Gост.2 = 11819 + 1053 = 12872 кН
Нагрузка приложена в уровне верха подкрановой балки.
в) Нагрузка от верхней (парапетной) стеновой панели:
Gwp3 = Gст.п.3 = 12 · 03 · 6 · 16 · 12 · 095 394 кН
2.3 Временные нагрузки
Расчётная нагрузка от снега на крайнюю колонну:
То же на среднюю колонну с одного пролёта:
[pic] = 2 · 24624 = 49248 кН
Нагрузка приложена так же как и нагрузка от собственного веса
При расчёте поперечных рам зданий с мостовыми кранами для колонн
крайнего ряда учитывают вертикальную и горизонтальную нагрузки от двух
предельно сближенных кранов на одном пути. Колонны средних рядов нагружены
четырьмя кранами (по два крана в соседних пролётах).
Необходимые для расчёта характеристики мостовых кранов по ГОСТ 25711-
приведены в табл. 1.
№ Характеристика крана ОбозначенПролёт
Грузоподъёмность крана т Qкр. 5
Пролёт крана м Lкр. 225
Ширина моста мм B 6500
База крана мм K 5000
крана с тележкой т Gкр. 25
Максимальное нормативное давление Pмакс.н.101
одного колеса моста крана на подкрановый
Минимальное нормативное давление Pмин.н. 49
Нормативное горизонтальное поперечное Tн. 18
одного моста крана кН
Значения Pмин.н. и Tн. в ГОСТе не приведены их можно определить по
Pмин.н. = [pic] - Pмакс.н. = [pic] - 101 = 49 т = 49 кН
Tн. = 0025 · (Qкр. + Qт.) = 0025 · (5 + 22) 018 т = 18 кН - для
кранов с гибкой подвеской груза.
Вертикальное и горизонтальное давления от кранов на колонны должны
быть взяты с коэффициентом сочетаний (для кранов групп режимов 1К-6К):
nc = 085 (для двух кранов) nc = 07 (при учёте четырёх кранов)
а также коэффициентом надёжности по нагрузке γf =11 (для крановых
нагрузок) и коэффициентом надёжности по ответственности γn = 095.
Рис. 8 Схема действия крановых нагрузок и линия влияния давления их
а) Вертикальная нагрузка от кранов
Определяю по линиям влияния расчётные максимальные и минимальные
давления от кранов на колонны.
Σy = 1 + 016 + 072 = 188 (оси А и Г шаг крайних колонн - 6 м)
Σy = 1 + 058 + 084 + 043 = 285 (оси Б и В шаг средних колонн - 12
ось А Г пролёт - 24 м для двух кранов
Дмакс. = Pмакс.н. · Σy · nc · γf · γn = 101 · 188 · 085 · 11 ·
Дмин. = Pмин.н. · Σy · nc · γf · γn = 49 · 188 · 085 · 11 · 095
ось Б В пролёты - 24 и 24 м для четырёх кранов
Дмакс.’ = 2 · Pмакс.н. · Σy · nc · γf · γn = 2 · 101 · 285 · 07 ·
Дмин.’ = 2 · Pмин.н. · Σy · nc · γf · γn = 2 · 49 · 285 · 07 · 11
Эта нагрузка от кранов передаётся на колонны там же где и постоянная
нагрузка от собственного веса подкрановой балки.
б) Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения кранов
Величина расчётной тормозной нагрузки на колонну T определяется по той
же схеме загружения что и для вертикальной крановой нагрузки. Здесь также
учитывается коэффициент сочетаний nc = 085.
оси А и Г пролёт 24 м шаг крайних колонн - 6 м
T = Tн. · Σy · nc · γf · γn · = 18 · 188 · 085 · 11 · 095 3 кН
оси Б и В пролёты 24 м шаг средних колонн - 12 м
T = Tн. · Σy · nc · γf · γn · = 18 · 285 · 07 · 11 · 095 375
Эта нагрузка считается приложенной к колонне на уровне головки рельса
подкрановой балки т. е. на расстоянии 950 мм от верха консоли для шага
колонн 6 м и на расстоянии 1350 мм от верха консоли для шага колонн 12 м.
(высота рельса типа КР70120 мм)
Ветровая нагрузка принимается приложенной в виде распределённой
нагрузки в пределах высоты колонны и собирается с вертикальной полосы стены
шириной равной шагу колонн вдоль здания (6 м). При этом давление ветра на
конструкции расположенные выше колонн заменяется сосредоточенной силой в
Нормативное значение ветрового давления принимаю согласно табл. 5 СНиП
01.07-85* «Нагрузки и воздействия». Для IV ветрового района (г.Курган):
w0 = 06 МПа = 60 кгсм2.
Аэродинамический коэффициент с наветренной стороны c = 08 с
подветренной c = - 06 (приложение 4 СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и
Коэффициент надёжности по ветровой нагрузке γf = 14.
Скоростной напор ветра возрастает с увеличением высоты. Определяю
значение коэффициента k учитывающего изменение ветрового напора по высоте.
Коэффициент k (п. 6.5.) для типа местности В: для высоты 5 м и менее -
; для высоты 10 м - 065; для высоты 20 м - 085.
Определяю значение k для отметки + 10800: k = 065 + (085 - 065) ·
Определяю значение k для отметки + 12600: k = 065 + (085 - 065) ·
Для упрощения расчёта неравномерную ветровую нагрузку на стойки
поперечной рамы заменяю равномерно распределённой эквивалентной по моменту
в заделке консольной балки. Расчётная равномерно распределённая нагрузка от
ветра на колонны поперечной рамы с наветренной стороны:
на отметке + 5000: w1 = w0 · c · k · B · γf · γn = 06 · 08 · 05 ·
на отметке + 10000: w2 = 06 · 08 · 065 · 6 · 14 · 095 249
на отметке 10800: w3 = 06 · 08 · 066 · 6 · 14 · 095 253 кНм;
на отметке 12600: w4 = 06 · 08 · 07 · 6 · 14 · 095 268 кНм;
на отметке + 5000: w1’ = w0 · c · k · B · γf · γn = 06 · (- 06) ·
· 6 · 14 · 095 -143 кНм;
на отметке + 10000: w2’ = 06 · (- 06) · 065 · 6 · 14 · 095
на отметке 10800: w3’ = 06 · (- 06) · 066 · 6 · 14 · 095 -189
на отметке 12600: w4’ = 06 · (- 06) · 07 · 6 · 14 · 095 -201
Момент защемления в I схеме: Мзащ.1 = 268 · 10 · (5 + [pic]) + 191 ·
· [pic] = 27755 кН·м.
Момент защемления во II схеме: Мзащ.2 = wred · 108 · [pic] = wred ·
Т. к. Mзащ.1 = Мзащ.2 то wred = [pic] 476 кНм.
С заветренной стороны: wred’ = - [pic] · wred = - [pic] · 476 -
Сосредоточенная сила на уровне верха колонны от ветровой нагрузки:
(W + W’) = (476 + 357) · 18 15 кН.
Рис. 9 Загружение рамы ветровой нагрузкой и схемы к определению
коэффициента изменения ветрового давления по высоте
Пояснительная записка

лист 4 Ир.cdw

А400 ГОСТ 5781-82 l=5450
B500 ГОСТ 6727-80 l=250
А400 ГОСТ 5781-82 l=5950
А400 ГОСТ 5781-82 l=3260
А240 ГОСТ 5781-82 l=120
B500 ГОСТ 6727-80 l=120
А400 ГОСТ 5781-82 l=2600
А240 ГОСТ 5781-82 l=220
А400 ГОСТ 5781-82 l=3860
А400 ГОСТ 5781-82 l=4240
А400 ГОСТ 5781-82 l=4170
А400 ГОСТ 5781-82 l=3100
А400 ГОСТ 5781-82 l=1820
А400 ГОСТ 5781-82 l=1430
А400 ГОСТ 5781-82 l=800
А400 ГОСТ 5781-82 l=1220
А400 ГОСТ 5781-82 l=1750
А400 ГОСТ 5781-82 l=680
А400 ГОСТ 5781-82 l=730
А400 ГОСТ 5781-82 l=780
А400 ГОСТ 5781-82 l=2030
А400 ГОСТ 5781-82 l=850
А400 ГОСТ 5781-82 l=2720
А400 ГОСТ 5781-82 l=880
А400 ГОСТ 5781-82 l=2260
B500 ГОСТ 6727-80 l=220
Курсовой проект по железобетонным конструкциям № 2
Одноэтажное промышленное здание
КР8 12. Ведомость деталей.

5. рис. 10 МУ (пр.).cdw

5. рис. 1 МУ (пр.).cdw

'=-357 кНм W+W'=15 кН

5. рис. 2 МУ (пр.).cdw