ЖБК Одноэтажного промышленного здания 72х132 м г. Екатеринбург

6320015.docx

Компоновка конструктивной схемы здания .4
1 Подбор конструкций поперечной рамы ..4
1.2 Подбор плит покрытия 5
1.3 Подбор стеновых панелей .5
1.4 Подбор подкрановых балок 5
1.5 Подбор кранового рельса 5
1.6 Подбор стропильной сегментной фермы .5
2 Компоновка поперечной рамы .6
1. Компоновка поперечной рамы 7
2. Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия .9
3. Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия 9
3.1. Нагрузка от веса покрытия 9
3.2. От собственного веса стеновых панелей 11
4. Временные нагрузки ..12
4.1. Снеговая нагрузка 12
4.2. Крановая нагрузка 13
4.2.1. Вертикальная нагрузка от кранов 14
4.2.2. Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения кранов 14
4.3. Ветровая нагрузка 14
Статический расчет рамы .16
1. Общие положения ..16
2. Определение геометрических характеристик колонн 19
3. Правило знаков 19
4. Определение усилий в колоннах 20
4.1. Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия 20
4.2. Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия 21
4.3. Временные нагрузки 23
4.4. Вертикальная крановая нагрузка 23
4.5. Горизонтальная крановая нагрузка Т справа налево 24
4.6. Ветровая нагрузка справа налево 24
5. Составление таблицы расчетных сочетаний усилий ..27
6. Выбор наихудших комбинаций усилий 27
Расчет и конструирование колонн здания ..31
1. Исходные данные 31
2. Расчет надкрановой части колонн 31
3. Расчет подкрановой части колонн 35
Железобетонные фундаменты ..43
1 Определение размеров подошвы 44
2 Расчёт фундамента на продавливание 46
3 Расчёт арматуры подошвы фундамента 46
4 Расчёт продольной и поперечной арматуры подколонника 47
Список литературы 49
Здание одноэтажное отапливаемое оборудованное мостовыми электрическими кранами по два на каждом крановом пути.
- длина здания – 132 м
- высота до низа стропильных конструкций –
- мостовой кран грузоподъемностью.
- режим работы кранов – средний
- шаг колонн: крайних – 6 м средних – 12 м
- расчетное давление грунта – 016 МПа
- место строительства – г. Екатеринбург: III район по снеговой нагрузке; II район по ветровой нагрузке.
Компоновка конструктивной схемы здания
1 Подбор конструкций поперечной рамы
Для подбора конструкций используем каталог строительных конструкций. Произведем подбор основных конструкций при шаге рам в продольном направлении В = 6 м: колонн крайнего ряда; плит покрытия; стеновых панелей; подкрановых балок и кранового рельса; стропильной сегментной раскосой фермы.
Подбор колонн производится по серии 1.424.1-5 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (6 м); грузоподъемности крана ( = 10 т); отметки до низа стропильной конструкции (верха колонн) – 12 м.
В соответствии с данными принимаем колонну крайних рядов марки 4К120-1 со следующими характеристиками: высота этажа 12 м; масса колонны 101 т; длина колонны 1305 м; длина надкрановой части ; длина подкрановой части ; высота сечения надкрановой части ; высота сечения подкрановой части ; ширина колонны ; класс бетона В25.
Принимаем колонну средних рядов марки 8К120-1 со следующими характеристиками: высота этажа 12 м; масса колонны 113 т; длина колонны 126 м; длина надкрановой части длина подкрановой части высота сечения надкрановой части h1 = 600 мм; высота сечения подкрановой части h2 = 900 мм; ширина колонны b = 400 мм; класс бетона В225.
По серии 1.427.1-3 выбраны фахверковые колонны 3КФ129-1 с массой 52 т.
1.2 Подбор плит покрытия
Для подбора плит покрытия используем серию 1.465.1-17 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (6 м). Выбрана марка ребристой плиты 3ПГ6-4АтIV со следующими техническими характеристиками: длина плиты 5970 мм; ширина плиты 2980 мм; высота плиты 300 мм; собственный вес плиты 268 т; класс бетона В35.
1.3 Подбор стеновых панелей
Для подбора стеновых панелей используем серию 1.432-1480 вып. 1 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (6 м). Приняты следующие стеновые панели: рядовые стеновые марки ПС 600.12.30-П-1 парапетные стеновые марки ПС 600.12.30-П-1 цокольная панель марки ПЦТ 600.12.30-П2 серия 1.432.1-21. Стеновые панели толщиной 300 мм.
1.4 Подбор подкрановых балок
Подбор подкрановых балок выполнен с использованием данных серий КЭ-01-50 вып. 1 и КЭ-01-50 вып. 2 на основе принятого шага колонн в продольном направлении (6 и 12 м) и грузоподъемности (Q = 10 т). Выбраны следующие марки подкрановых балок: подкрановая балка среднего ряда БКНА12-2с; подкрановая балка крайнего ряда БКНА6-2к. Технические характеристики подкрановых балок: среднего ряда: высота – 1400 мм; масса балки – 116 т; класс бетона В30 крайнего ряда: высота – 1000 мм; масса балки – 415 т; класс бетона В225.
1.5 Подбор кранового рельса
Для подбора кранового рельса используем ГОСТ 4121-96 (грузоподъемность крана Q = 10 т): тип кранового рельса КР 100; высота рельса ширина нижней части b2 ширина верхней части масса 1 п.м. кранового рельса 00831 т.
1.6 Подбор стропильной сегментной фермы
Подбор стропильной сегментной фермы выполнен в соответствии с данными серии 1.463.1-16 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (6 м).
Выбрана марка фермы 2ФМ18-3AIIIв-П со следующими техническими характеристиками: длина фермы 23940 мм; высота фермы 3300 мм; ширина поясов 240 мм; масса фермы 110 т; класс бетона В30.
Все подобранные конструкции (основные конструкции одноэтажного промышленного здания) приведены в табл. 1.
Таблица 1 –Конструкции здания
Наименование конструкции
Колонна крайнего ряда (угловая)
Колонна крайнего ряда (рядовая)
Колонна среднего ряда (торцевая)
Колонна среднего ряда (рядовая)
Колонна фахверковая торцевая
ПГ6-4АтIV (1.465.1-17)
Стеновые панели рядовые
Стеновые панели парапетные
Стропильная ферма (рядовая)
ФМ18-3AIIIв-П (1.463.1-16)
Стропильная ферма (торцевая)
Схема расположения основных несущих конструкций для данного проекта приведена на рис.1.
2 Компоновка поперечной рамы
На основе выбранных конструкций разработаем конструктивную схему поперечной рамы при учете что каркас одноэтажного промышленного здания состоит из поперечных рам образованных защемленными в фундаменты колоннами и шарнирно опирающимися на колонны стропильными фермами (соединение сваркой закладных деталей). За отметку 0000 принята отметка чистого пола. Колонны защемлены в фундамент на 150 мм.
Рис. 1. Схема расположения основных несущих конструкций
Рис. 2. Конструктивно – компоновочный разрез здания
Привязка крайних колонн к разбивочным осям 0 мм (шаг крайних колонн – 6 м; грузоподъемность крана Q = 10 т; отметка до низа стропильных конструкций H = 12 м).
1. Компоновка поперечной рамы
Поперечная рама промышленного здания состоит из колонн жестко заделанных в фундаменте и шарнирно соединенных с ригелем. Расчету подлежит вторая от торца или от температурного шва рама как находящаяся в наиболее выгодных условиях.
В состав поперечной рамы входят при разном шаге крайних и средних колонн (рис. 3) рама-блок состоящая из 2-х поперечных рядов колонн с грузовой площадью шириной равной шагу средних колонн (3-й ряд поперечных рам относится к следующей раме-блоку) при этом усилия полученные в результате расчета для средней колонны будут расчетными а для крайних колонн их следует уменьшить вдвое т.к. в раме-блоке она (условно) состоит из 2-х колонн (сумма жесткостей колонны условной рамы принимается как сумму жесткостей колонн включенных в блок).
Рис. 3. Поперечная рама и грузовая площадь на ней при разном шаге крайних и средних колонн
На расчетную 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) Временные - климатические нагрузки от снега и ветра вертикальные и горизонтальные крановые нагрузки.
Bсе временные нагрузки относятся к кратковременным.
Для конструктивного расчета колонн по первой группе предельных состояний определяем только расчетные нагрузки. Коэффициенты надежности по нагрузке определяем согласно СП 20.13330.2011 [17].
2. Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия
От собственного веса колонн
Крайняя колонна: (общий вес Gкр = 10198 = 99 кН)
- надкрановая часть:
GВкр = b l H f n = 04 06 39 25 11 1 = 238 кН
- подкрановая часть: GНкр = 99 11 1 – 238 = 851 кН
Смещение геометрических осей сечений верха и низа колонны
Рис. 4. Эксцентриситеты приложения постоянных нагрузок
Собственный вес подкрановой балки с рельсом
Расчетная нагрузка от подкрановой балки с рельсом КР-100 (вес рельса КР-100 = 831 кг).
GС.В. = 11698 1 11 + 0083198 12 1 105 = 1353 кН
Эксцентриситет приложения этой нагрузки
3. Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия
3.1. Нагрузка от веса покрытия
Эта нагрузка состоит из двух частей - нагрузки от плит покрытия и кровли и нагрузки от несущей конструкции покрытия (фермы или балки).
Подсчет нагрузки от веса 1 кв.м. покрытия приведен в табл. 2.
Таблица 2 – Постоянные нагрузки на 1 кв.м покрытия
Нормативная нагрузка γ· кНм2
- от кровельного ковра – 2 слоя КТфлекс
- от асфальтобетонной стяжки 20 мм γ = 1600 кгм3
- от утеплителя – пенополистрольные плиты
γ = 200 кгм3 толщиной 120 мм
- от пароизоляции – 1 слой КТфлекс
-от ребристых панелей размером 3х6 м
Вес стропильной конструкции L = 24 м m = 11 т.
NФ = f n m g = 11 1 11 98 = 1186 кН.
Полная расчетная нагрузка от покрытия:
На крайнюю колонну (с одного пролета)
Нагрузка от покрытия приложена на уровне опирания фермы по оси проходящей через центр опорного узла. В данном случае нагрузка приложена на расстоянии 200 мм от привязочной оси (рис. 5).
Рис. 5. Привязка опорной реакции от покрытия.
а) для привязки разбивочной оси = 0; б) для средней колонны.
Так как в случае нулевой привязки величина эксцентриситета относительно невелика (10 мм) его можно не учитывать т.е. принять e1 = 0 (рис. 5а).
3.2. От собственного веса стеновых панелей
Вес цокольной панели первой ленты остекления (ниже отметки 7.800) передается 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:
Нагрузка от стеновых панелей и остекления ниже отметки 7.800 (для расчета фундамента) см. рис. 6.
- расчетная нагрузка от цокольной панели.панелей в соответствии с выбором элементов 435 т.
Gст.пан.1 = f n m g = 12 1 435 982 = 1022 кН.
- расчетная нагрузка от двойного остекления (при весе 1 кв.м 07 кН).
Gост.1 = f n q H B = 11 1 07 (183 + 12) 12 = 61 кН.
Полная нагрузка от стен и остекления ниже отметки 7.800:
Gwp1 = Gст.пан.1 + Gост.1 = 1022 + 61 = 1632 кН
Нагрузка приложена в уровне обреза фундамента.
Рис. 6. Поперечное сечение стен схема приложения нагрузок
Нагрузка от стеновых панелей и остекления между отметками 7.800 и 12.000 (в пределах надкрановой части колонны). Плотность бетона стеновых панелей 16 кНм3.
- расчетная нагрузка от стеновых панелей:
Gст.пан.2 = 12 1 03 (12 + 12) 12 16 = 1659 кН
- расчетная нагрузка от двойного остекления (при весе 1 кв.м = 07):
Gост.2 = 111 07 24 12 = 222 кН
Полная расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления в пределах надкрановой части:
Gwp2 = Gст.пан.2 + Gост.2 = 1659 + 222 = 1881 кН
Нагрузка приложена в уровне верха подкрановой консоли.
) Нагрузка от верхней (парапетной) стеновой панели:
Gwp3 = Gст.пан.3 = 12103121216 = 829 кН
Нагрузка приложена на уровне верха колонны.
4. Временные нагрузки
4.1. Снеговая нагрузка
Для расчета колонн распределение снеговой нагрузки на покрытии здания в обоих пролетах принимается равномерной.
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле
где Sg - расчетный вес снегового покрова на уровне поверхности земли Sg = 15 кНм2 согласно табл. 10.1 [17] или прил. 5 для города Екатеринбург.
ct - термический коэффициент для утепленной кровли ct = 1 ;
ce - коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов для покрытий со сводчатым и близким к ним по очертанию покрытиями f
- коэффициент перехода от веса снегового земли к снеговой нагрузке на покрытие
S0 = 11 15 1 = 15 кНм
Расчетная нагрузка от снега на крайнюю колонну:
Коэффициент надежности по нагрузке для снеговой нагрузки следует принимать равным 14.
Нагрузка приложена точно так же как и нагрузка от собственного веса покрытия.
4.2. Крановая нагрузка
При расчете поперечных рам зданий с мостовыми кранами для колонн крайнего ряда учитывают вертикальную и горизонтальную нагрузки от двух предельно сближенных кранов на одном пути. Необходимые для расчета характеристики мостовых кранов по ГОСТ 25711-83 [4] приведены в табл. 3.
Таблица 3 – Характеристики крана
Характеристика крана
Грузоподъемность крана
Максимальное нормативное давление на рельс одного колеса моста крана
Минимальное нормативное давление на рельс одного колеса моста крана
Нормативное горизонтальное поперечное тормозное давление одного моста крана
Нормативная горизонтальная сила передаваемая на подкрановую балку от одного колеса крана
где m0 – кол-во колес крана с одной стороны.
где - коэффициент трения для тележки: с гибким подвесом груза = 01; с жестким - = 02.
nT n - соответственно число тормозных колес и общее число колес тележки как правило nT n = 1 2.
Минимальное нормативное давление колеса крана
Расчетные нагрузки от кранов на колонну определяем по линии влияния давления на неё от двух сближенных кранов (рис. 7). Динамическое воздействие крановой нагрузки не учитывается. При этом вертикальное и горизонтальное давления от кранов на колонну должно быть взято с коэффициентом сочетаний (для кранов групп режимов 1-6):
nс = 085 (для двух кранов)
nс = 07 (при учете четырех кранов)
а также коэффициентами надежности по нагрузке f = 12 (для кранов 1K - 6К) и назначению n = 10.
Рис. 7. Схема действия крановых нагрузок и линия влияния давления их на колонны
Σу = 1 + 0917 + 0633 + 0543 = 3093
4.2.1. Вертикальная нагрузка от кранов
Определяем по линии влияния расчетные максимальные и минимальные давления от крана на колонну.
Эта нагрузка от кранов передается на колонны там же где и постоянная нагрузка от собственного веса подкрановой балки.
4.2.2. Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения кранов
Величина расчетной тормозной нагрузки на колонну Т определяется по той же схеме загружения что и для вертикальной крановой нагрузки. Здесь также учитывается коэффициент сочетаний nс = 085.
Эта нагрузка считается приложенной к колонне на уровне головки рельса подкрановой балки т.е. на расстоянии 1350 мм от верха консоли (для шага колонн 12 м).
4.3. Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка принимается приложенной в виде распределенной нагрузки в пределах высоты колонны и собирается с вертикальной полосы стены шириной равной шагу колонн вдоль здания (в нашем случае – 6 м). При этом давление ветра на конструкции расположенные выше колонн заменяется сосредоточенной силой в уровне верха колонн (рис. 8).
Нормативное значение ветрового давления принимаем согласно табл.11.1. [17]. Для II ветрового района (г. Екатеринбург):
w0 = 30 кгм2 = 03 кНм2
Аэродинамический коэффициент [17 прил.Д.] с наветренной стороны С = 08 с заветренной С = -05. Коэффициент надежности по нагрузке для ветра f = 14.
Рис. 8. Загружение рамы ветровой нагрузкой (а) и схемы к определению коэффициента изменения ветрового давления по высоте (б)
Скоростной напор ветра возрастает с увеличением высоты. Определяют значение коэффициента k учитывающего изменение ветрового напора по высоте. Здание расположено в местности типа В. Коэффициент k для типа местности В:
- для высоты 5м - 05
- для высоты 10 м - 065
- для высоты 20 м - 085
Определяем значения k для отметки +12000 (высота 122 м):
Определяем значения k для отметки +15300 (отметка верха стропильной конструкции):
Для упрощения расчета неравномерную ветровую нагрузку на стойки поперечной рамы заменяют равномерно распределенной эквивалентной по моменту в заделке консольной балки (рис. 8.б).
Расчетная равномерно распределенная нагрузка от ветра на колонны поперечной рамы с наветренной стороны:
на высоте 5.000: 5 = 14 1 0308056 = 101 кНм
на высоте 12.200: 12.2 = 14 1 03080696 = 139 кНм
на высоте 15.500: 15.5 = 14 1 03080766 = 153 кНм
Сосредоточенная сила в уровне верха колонны от ветровой нагрузки:
Момент защемления в 1 схеме (рис. 8.б)
Момент защемления во 2-й схеме:
С заветренной стороны:
Статический расчет рамы
При определении усилий рассматривают один поперечный ряд колонн шарнирно – неподвижно опертых на абсолютно жесткий ригель рамы и защемленных в уровне обреза фундамента.
Расчетная схема рамы приведена на рис. 9.
Рис. 9. Расчетная схема рамы и схема приложения нагрузок
Раму удобнее рассчитывать методом перемещений. Согласно этому методу в уровне ригеля вводится дополнительная связь (рис. 10)
Составляются канонические уравнения для каждого вида загружения. Неизвестным считают горизонтальное перемещение верха колонн i которое определяется из выражения:
где R1pi - - сумма реакций B1j верха всех колонн для каждого i-го вида загружения (Ng Ns MКР T )
r11 - сумма реакций верха всех колонн от перемещения i = 1
j – число колонн в раме
Csp - коэффициент учитывающий пространственную работу рамы при воздействии крановой нагрузки;
Csp = 34 при шаге рам 12 м
Csp = 4 при шаге рам 6 м.
При всех остальных загружениях Csp = 1
Из формулы определяем i для каждого вида загружения:
Затем определяют упругую реакцию на уровне верха каждой стойки по выражению:
где Bl - реакция в стойках основной системы от соответствующих видов загружения
B - реакция в основной системе от смешения = l верха колонны
для ступенчатой стойки:
для сплошной стойки (при JB = JH = J):
Рис. 10. Распределение усилий в стойках рамы
Далее к каждой j-той стойке прикладывают нагрузку и соответствующую реакцию Bel определенную по формуле от этой нагрузки и определяют внутренние усилия в сечениях стойки как в консольной балке.
В зданиях одинаковой высоты с пролетами отличающимися не более чем на 6 м усилия от Ng Ns собственного веса конструкций могут определяться по упрощенной схеме без определения i т.е. принимая i = 0. При расчете на крановую нагрузку (вертикальную и горизонтальную) это упрощение может быть принято для поперечных рам без перепадов высот с числом пролетов не 2х при Q 30 т и не 3х при Q 50т.
Это можно объяснить тем что:
для постоянной и симметрично приложенной снеговой нагрузки смещения верха колонн вообще не будет;
для несимметричной снеговой и крановой нагрузок это смещение при выполнении условий будет очень мало (им можно пренебречь) за счет наличия жесткого диска покрытия благодаря которому включаются в работу к загруженной раме соседние поперечные рамы.
На ветровую нагрузку слева и справа колонны рассчитываются как стойки рамы (поперечника) с учетом горизонтального смешения верха так как ветер действует одновременно на всю продольную стену здания и все поперечные рамы смещаются одинаково.
Для расчета продольной арматуры ступенчатых колонн обычно определяются усилие - изгибающие моменты и продольные силы в четырех характерных сечениях (рис. 11а).
Однако в курсовом проекте допускается выполнять расчет только трех сечений:
I-I – в уровне верха консоли (низа подкрановой части)
II-II – в уровне верха консоли (верха подкрановой части). Для расчета подкрановой части.
III-III – у низа колонны (в уровне обреза фундамента).
Рис. 11. Сечения стойки
2. Определение геометрических характеристик колонн
Таблица 4 – Таблица геометрических характеристик колонны и вспомогательных коэффициентов для статического расчета рамы
Общая высота колонны*:
Нкр = 12 + 015 + 005 = 122 м
hВкр x bкр = 06х04 (м)
ННкр = 122 – 39 = 81 м
hВкр x bкр = 08х04 (м)
Отношение высоты надкрановой части колонны к ее полной расчетной высоте
Момент инерции сечения надкрановой части
Момент инерции сечения подкрановой части
Вспомогательный коэффициент для расчета сплошных ступенчатых колонн
Смещение геометрических осей сечений верха и низа колонны
*Защемление колонны в стакане фундамента принимается на 5 см ниже обреза фундамента.
Для внутренних усилий принимаем следующие правило знаков:
Положительным считается внутренний изгибающий момент если он вызывает растягивающие усилия в левых волокнах стоек (вращает относительно опоры по часовой стрелке).
Положительной считается внутренняя поперечная сила если она поворачивает по часовой стрелке стойку у заделки.
Внутренняя продольная сила считается положительной по модулю направление от сечения (принято для упрощения).
Рис. 12. Правило знаков
4. Определение усилий в колоннах
Определяем расчетные внутренние усилия в колоннах от отдельных видов нагрузок (рис. 9) с помощью формул прил. 9 Учебного пособия.
4.1. Постоянная нагрузка приложенная до монтажа покрытия
Расчетная схема для этих нагрузок - консольная балка защемленная в фундаменте. Реакции в уровне покрытия еще не возникают (т.к. покрытие не смонтировано).
От собственного веса колонн (рис. 13)
для крайней колонны (рис. 13.а.) усилие М получаем от изгибающего момента возникающего вследствие смещения осей верхней и нижней частей колонны (eкр = 01 м).
М = 238 · (-01) = - 238 кН·м
Рис. 13. Схемы загружения и эпюры М и N от собственного веса
От собственного веса подкрановой балки (Рис. 14)
Вес подкрановой балки с рельсом GСВ = 1353 кН еСВ = 055м
Рис. 14. Схемы загружения и эпюры М и N от собственного веса подкрановой балки
4.2. Постоянная нагрузка приложенная после монтажа покрытия
Расчетная схема для этих нагрузок после монтажа покрытия - жесткая заделка в фундаменте и шарнирно-подвижная опора в уровне ригеля покрытия.
Нагрузка от собственного веса покрытия
Расчетная нагрузка от покрытия Ngкр = 2111 кН (с одного пролета) приложена относительно заделки в фундаменте с двумя эксцентриситетами: e1 =001 м и e = 01 м (рис. 15)
Моменты этого усилия с учетом эксцентриситетов:
M1 = 2111 001 = 211 кНм
M2 = 2111 (- 01) = - 2111 кНм
Определим величины горизонтальных реакций от момента: M1 и M2 по прил. 9.
Суммарная реакция: В = 223 – 028 = 195 кН
Рис. 15. Схемы загружения нагрузкой от собственного веса покрытия и эпюры усилий М N и Q для крайней колонны
Нагрузка от собственного веса стеновых панелей (рис. 16)
Находим усилия в колонне только от веса стеновых панелей которые передаются на колонну. (Gwp2 = 1881 кН и Gwp3 = 829 кН с эксцентриситетом еwp2 = 048 м). Нагрузка Gwp1 = 1632 кН с эксцентриситетом еwp1 = 058 м передается на фундамент и должна быть учтена при его расчете.
Кроме того необходимо учесть смещение геометрических осей верхней и нижней частей колонны.
Момент от силы Gwp2 = 1881 кН:
Мwp2 = 1881 · (- 048) = - 903 кН·м
Момент от силы Gwp3 = 829 кН:
Мwp3 = 829 · (- 058) = - 481 кН·м
Определяем величины реакций от моментов по прил. 9
Суммарная реакция: В = 1212 + 508 = 172 кН
Рис. 16. Схема загружения стеновой нагрузкой крайней колонны и эпюры усилий от этой нагрузки
4.3. Временные нагрузки
Снеговая нагрузка Ns = 1512 кН
Ординаты эпюры моментов величины N и Q от снеговой нагрузки Nsкр (рис.17) определяем путем умножения соответствующих величин моментов N М и Q от постоянной нагрузки на переходный коэффициент:
Рис. 17. Эпюры усилий от снеговой нагрузки в крайней колонне
4.4. Вертикальная крановая нагрузка
Вертикальная крановая нагрузка от двух кранов для крайней колонны от кранов в пролете 24 м (рис. 18): Dmax = 14985 кН.
Эксцентриситет приложения нагрузок для крайней колонны есв = 055м.
Момент: МКРmax = 14985·055 = 824 кН·м
Горизонтальная реакция от Mmax для крайней колонны:
Рис. 18. Эпюры усилий от вертикальной крановой нагрузки для крайней колонны
4.5. Горизонтальная крановая нагрузка Т справа налево
Горизонтальная крановая нагрузка Т = 96 кН. Величина горизонтальной реакции при торможении справа налево (прил. 9):
Рис. 19. Схема загружения и эпюры усилий от горизонтального торможения крана справа налево
При действии усилия торможения Т справа налево значения М и Q изменяют только знак а величины их будут те же (рис. 20).
4.6. Ветровая нагрузка справа налево
Интенсивность равномерно распределенной ветровой нагрузки
для напора (на колонну ряда А) red = 124 кНм
Сосредоточенная сила в уровне верха колонны:
Определяем реакции верха колонн от единичного перемещения (прил.9 поз. 1)
Сумма реакций верха всех колонн от единичного перемещения (рис.21.а)
Реакция колонны по оси А от равномерно распределенной нагрузки red (прил. 10 поз. 5)
то же по оси В от ’red
Суммарная реакция в основной системе (рис. 21.б)
Находим перемещение верха рамы на уровне верха колонны:
Рис. 20. Схема загружения и реакции в основной системе
а) от одиночного перемещения: б) от нагрузки red ’red и W
Строим эпюру изгибающих моментов используя формулу (преобразовав ее для М)
где Ml – значение моментов с эпюры "М" от единичного загружения (рис. 22.а.) (от реакций В)
Мр – значение моментов с эпюры "М" от действительного загружения нагрузкой red ’red (без учета W т.к. она уже учтена при определении R1p) (рис. 22.б.)
Рис. 21. Эпюры моментов
а) от единичного смещения б) от нагрузки.
М1кр = 0114·10-4·Еb·39 = 044·10-4·Еb
М2кр = 0114·10-4·Еb·122 = 139·10-4·Еb
М1ср = 0372·10-4·Еb·39 = 145·10-4·Еb
М1ср = 0372·10-4·Еb·122 = 454·10-4·Еb
Используя полученные значения М1 и Мр находим М по формуле: (рис 23.а).
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 рис. 23.а) и суммой моментов от всей ветровой нагрузки на эту раму (рис. 23.б).
11 + 7854 + 7854 + 3976 = 24595 кН·м
(124 + 0775)· 1222· 05 + 78· 122 = 24512 кН·м
т.е. 24595 кН·м 24512 кН·м следовательно моменты в нижних сечениях колонн oт ветровой нагрузки определены правильно.
Рис. 22. Эпюры усилий от ветровой нагрузки слева направо
а) эпюра моментов б) эпюра поперечных сил
Строим эпюру "Q" с учетом уже построенной эпюры "М"(рис. 24)
Рис. 23. Схемы определения значений эпюры Q:
При действии ветровой нагрузки слева направо усилия в колоннах по осям А Б В будут равны с обратным знаком величинам усилий соответственно по осям Б В и А для направления ветра справа налево. (рис. 25).
Рис. 24. Эпюры усилий от ветровой нагрузки справа налево
а) эпюра моментов; б) эпюра поперечных сил
5. Составление таблицы расчетных сочетаний усилий
Для определения продольной арматуры в колоннах составляются сводные таблицы расчетных усилий (табл. 5 6) для трех характерных сечений (рис. 11):
I-I - для расчета надкрановой части;
II-II - для расчета подкрановой части;
III-III - для расчета подкрановой части и фундамента. В эти таблицы вписываются найденные из статического расчета значение расчетных усилий М N и Q от всех нагрузок. Затем определяются расчетные усилия в сечениях колонн для двух основных сочетаний:
В первое основное сочетание (с коэффициентом сочетаний γсот =10 включаются суммарная постоянная нагрузка и одна из кратковременных (увеличивающих)):
Причем по некоторым соображениям в целях упрощения таблиц в этом сочетании лучше учитывать только нагрузку от снега.
Дело в том что при действии снега и ветра (без учета крановой нагрузки) согласно п.3.25 (табл. 32) СНиП 2.03.01-84* [18] расчетная длина колонн а следовательно и гибкость будут наибольшими. При этом при действии снеговой нагрузки моменты невелики коэффициент условий работы бетона принимается γb2 = 09. При действии ветровой нагрузки моменты весьма значительны коэффициент γb2 = 11.
В результате несущая способность колонн в этом сочетании от действия ветровой нагрузки скорее всего окажется выше чем от действия снеговой и следовательно ветровую нагрузку здесь можно не учитывать.
Крановую нагрузку в первом основном сочетании также не рассматривают так как несущая способность колонн при этом существенно возрастает за счет двух факторов:
) расчетная длина колонн при учете крана уменьшается (~ на 25%);
) коэффициент условий работы γb2 = 09
Bсе эти соображения привели к тему что усилия от крановых нагрузок и ветра учитываются только во втором основном сочетании.
Второе основное сочетание усилий (γcom = 09) состоит из усилий от суммарной постоянной нагрузки и всех неблагоприятных кратковременных при числе их не менее двух:
Для второго основного сочетания определяются следующие комбинации усилий:
М max - соответствующие N Q.
М min - соответствующие N Q.
N max - соответствующие М Q
N min - соответствующие М Q.
Здесь под max усилием понимается наибольшее положительное усилие а под min – наибольшее отрицательное усилие. Кроме того при составлении сочетания NMIN M необходимо учитывать усилия от ветровой и крановой нагрузок несмотря на то что от этих усилий N = 0 (т.к. ему соответствуют значительные моменты и поперечные силы).
Таблица 5-Таблица расчета сочетаний усилий на крайнюю колонну по ряду А
а. от собств. веса колонн
б. от собств. веса подкр. балок
в. от собств. веса покрытия
г. от собств. веса стен
Dmax на колонну по оси А
Т на колонну по оси А
Основное сочетание с γcom = 1 (без учета ветра и крана)
Основное сочетание с γcom = 09 (с учетом ветра и крана)
М max – соответствует N и Q
М min – соответствует N и Q
N max – соответствует M+ и Q
N max – соответствует M- и Q
6. Выбор наихудших комбинаций усилий
Как видно из данных в таблице 5 и 6 для каждого сечения крайней колонны имеем несколько расчетных комбинаций М N Q. Из них необходимо выбрать самые неблагоприятные (расчетные) по которым и производится расчет продольной арматуры колонн.
При выборе этих комбинаций усилий следует обращать внимание на следующий факт: включена ли в эту или иную комбинацию крановая нагрузка так как мост крана в поперечнике рамы является дополнительной промежуточной опорой для колонны уменьшающей её расчетную длину и гибкость. В связи с этим комбинации расчетных усилий без учета крановой нагрузки даже при меньших значениях М и N по сравнению с усилиями с учетом крановой нагрузки могут оказаться в ряде случаев решающими.
Для колонн по крайним рядам обычно выбирают для сечений I-I и II-II 3-4 комбинации:
) одна из первого основного сочетания (с γcom = 10)
) 2-3 из второго основного сочетания (с γcom = 09);
а) MMАХ N (наибольший по абсолютной величине момент и соответствующая продольная сила.
бв) NMАХ M (наибольшая продольная сила и соответствующие положительный и отрицательный моменты).
При этом комбинации бв необходимо сравнивать с комбинацией а) так как в ряде случаев может оказаться одна объединенная комбинация NMАХ M.
При этом в зависимости от величин M+ и M принимает тип армирования (симметричное и несимметричное).
- если величины M+ и M оказываются близкими по величине принимаем симметричное армирование;
- если величины M+ и M отличаются более чем на 30-35% армирование несимметричное (для крайних колонн).
Для подкрановой части колонны наихудшие сочетания усилий выбираем из усилий по сечениям II-II и III-III:
из первого основного сочетания:
) М = -189 кНм; N = 7932 кН; Q = 206 кН
) М = 154 кНм; N = 8783 кН; Q = 206 кН
принимаем комбинацию М = 154 кНм; N = 8783 кН; Q = 206 кН (армирование несимметричное).
Из второго основного сочетания:
) М = +608 кНм; N = 998 кН; Q = 24 кН
) М = +2138 кНм; N = 998 кН; Q = 262 кН
) М = +2169 кНм; N = 8612 кН; Q = 249 кН
принимаем две комбинации: 1) и 2) армирование несимметричное.
Для надкрановой части колонны наихудшие сочетания усилий выбираются по сечению I-I:
Из первого основного сочетания:
) М = +357 кНм; N = 4698 кН армирование симметричное
) М = +391 кНм; N = 4546 кН
) М = -74 кНм; N = 4546 кН
Оставляем комбинацию М = +391 кНм; N = 4546 кН армирование несимметричное.
Для удобства сведем выбранные комбинации в таблицы: для крайней колонны - табл. 7.
Таблица 6 – Таблица наихудших комбинаций сочетания усилий для крайней колонны
Комбинации взяты с учетом
Расчет и конструирование колонн здания
Для расчета и конструирования крайней колонны назначим материалы бетона и арматуры:
Бетон тяжелый класса В25 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Расчетное сопротивление на осевое сжатие расчетное сопротивление на осевое растяжение ; нормативная призменная прочность бетона ; нормативное сопротивление бетона растяжению начальный модуль упругости бетона
Продольная рабочая арматура класса А – 420:
Расчетное сопротивление растяжению арматуры модуль упругости арматуры
Поперечная арматура класса A – 240:
Поперечное сечение колонны: надкрановая часть – 400х600 мм; подкрановая часть 400х800 мм. Защитный слой бетона
Рабочая высота надкрановой части
Рабочая высота подкрановой части
2. Расчет надкрановой части колонн
Установим расчетную длину надкрановой части колонны в плоскости изгиба.
При учете крановых нагрузок:
Без учета крановых нагрузок:
Так как то необходимо учитывать влияние прогиба элемента на увеличение эксцентриситета продольной силы.
) Выбираем невыгоднейшие сочетания усилий из табл. 7:
- от всех нагрузок:
-от всех нагрузок без учета крановой:
-от постоянных и длительно действующих:
) Для определения коэффициента условий работы бетона вычислим моменты внешних сил относительно центра тяжести сечения растянутой арматуры с учетом и без учета ветровой и крановой нагрузки:
условие не выполняется.
) Определим случайный эксцентриситет продольной силы:
) Определим эксцентриситет продольной силы .
) Выберем большее из значений и
) Определим отношение:
Принимаем большее значение:
) Момент от длительно действующих нагрузок:
) Вычислим принимая для тяжелого бетона :
) Примем в первом приближении
) Вычислим приведенный момент инерции:
) Определим момент инерции бетонного сечении:
) Определим критическую силу:
) Коэффициент продольного изгиба:
) Вычислим эксцентриситет продольной силы относительно оси проходящей через центр тяжести наиболее растянутых или наименее сжатых стержней арматуры:
) Площадь сечения арматуры сжатой зоны:
) Площадь сечения растянутой арматуры:
) Площадь принимаем минимальной из конструктивных требований но не менее
) При отрицательном значении площадь сечения арматуры:
Арматура в сжатой зоне по расчету не требуется поэтому ее сечение назначаем в соответствии с конструктивными требованиями.
Исходя из площади необходимо принять продольную арматуру диаметром не менее 16 мм. Назначаем рабочую продольную арматуру с
) Вычислим относительную несущую способность
Площадь поперечного сечения растянутой арматуры равна:
Таким образом в растянутой зоне требуется арматура диаметром не менее 6 мм. Так как она меньше минимальной то принимаем: с
) Коэффициент армирования арматуры:
что незначительно отличается от предварительно принятого . Следовательно расчет можно не уточнять.
При выполнении расчета колонны из плоскости изгиба принимаем высоту сечения равной ширине т.е. . Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба равна
Так как отношение не превышает ту же величину в плоскости изгиба то расчет колонны из плоскости изгиба не выполняем и считаем что прочность надкрановой части колонны достаточна.
На колонну действует поперечная сила (табл. 6). При этом выполняем расчет при коэффициенте в связи с тем что поперечная сила суммируется с нагрузками непродолжительного действия (ветровой крановой).
Выполним проверку прочности колонны без развития наклонных трещин из условий:
где коэффициенты для тяжелого бетона;
Все три условия выполняются. В связи с этим поперечное армирование назначаем по конструктивным соображениям. Принимаем поперечные стержни с шагом где диаметр рабочей арматуры колонны. Принимаем
3. Расчет подкрановой части колонн
Из табл. 7 приведем данные по комбинациям усилий в подкрановой части колонны.
При расчете влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы не учитываем в связи с тем что рассматриваемое сечение находится в нижней трети колонны.
) Из табл. 7 выбираем невыгоднейшее сочетание усилий:
- от всех нагрузок без учета ветровой: .
условие выполняется.
) Определим случайный эксцентриситет:
) Определим эксцентриситет продольной силы
) Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры:
) Площадь сечения арматуры сжатой зоны:
Назначаем растянутую рабочую продольную арматуру с .
Арматура в сжатой зоне по расчету не требуется поэтому назначаем данную арматуру в соответствии с конструктивными требованиями.
Исходя из площади необходимо принять продольную арматуру диаметром не менее 18 мм. Назначаем рабочую продольную арматуру с .
) Коэффициент армирования сечения:
Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости изгиба равна
Отношение не превышает величину минимальной гибкости в плоскости изгиба
Расчет колонны подкрановой части из плоскости изгиба не выполняем и считаем что прочность данной части колонны достаточна.
Расчет подкрановой части на действие поперечной силы не выполняем так как высота сечения подкрановой части больше чем надкрановой для которой поперечное армирование не требуется.
Определим поперечную силу действующую на консоль:
где нагрузка от веса подкрановой балки и кранового рельса;
расчетная вертикальная нагрузка от двух сближенных кранов.
Расчет и конструирование консоли колонны производим в следующей последовательности:
) Минимальный вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие:
ширина подкрановой балки в месте опирания.
Так как 09h0l1m250 мм принимаем конструктивно кратно 50 мм.
) Вычислим максимальную высоту консоли:
и минимальную высоту консоли
Тогда из двух условий рабочую высоту консоли назначаем кратно 50 мм .
Полная высота сечения консоли
где защитный слой бетона.
Из конструктивных требований (как для короткой консоли) должно выполняться следующее условие . Требование удовлетворяется.
Высоту свободного конца консоли определим из 2х соотношений:
Кроме того необходимо учесть конструктивное требование для в зависимости от грузоподъемности крана. В данном проекте грузоподъемность крана равна 10 т. Следовательно должно быть не менее 500 мм. Подкорректируем h: .
Примем высоту свободного конца консоли кратно 50 мм.
) Расчетный изгибающий момент в сечении у грани колонны:
Для определения рабочей арматуры в консоли колонны вычислим коэффициенты:
Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры равна:
По сортаменту принимаем с
Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли на которые потом устанавливают и крепят подкрановую балку.
) Сделаем выбор армирования консоли. Для этого сравним и
Из анализа видно что
Тогда предусматриваем армирование консоли в виде горизонтальных хомутов и отогнутых стержней.
) Исходя из выбранной схемы армирования назначим конструктивно:
- диаметр горизонтальных хомутов с шагом
- диаметр отогнутых стержней (с учетом конструктивных требований) принимается не более 25 мм и более 115 (длины отгиба) .
Тогда суммарная минимальная площадь сечения отгибов:
Следовательно назначим: диаметр хомутов - диаметр отогнутых стержней - . Армирование консоли колонны приведено на рис. 26.
) Выполним проверку прочности консоли колонны на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой по формуле
где длина площадки опирания нагрузки вдоль вылета консоли; ширина консоли (колонны);
синус угла наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали;
коэффициент армирования хомутами расположенными по высоте консоли;
расстояние между хомутами измеренное по нормали к ним; коэффициент
Тогда сравним данные по условию прочности:
Условие выполняется.
Рис. 25. Армирование консоли колонны
На верхний торец колонны опирается ферма покрытия которая передает нагрузку
Расчет на местное смятие произведем по следующему алгоритму:
) Вычислим площадь смятия
) Определим расчетную площадь смятия:
ширина площадки опирания;
длина площадки опирания фермы на колонну.
)Найдем коэффициент
) Вычислим уточненное расчетное сопротивление бетона сжатию
где для бетона класса В25.
) Проверим условие прочности на сжатие без косвенного армирования
где коэффициент принимаемый равным 075 при неравномерном распределении местной нагрузки на площадке смятия (допустим под концами стропильных конструкций).
Таким образом косвенное армирование по расчету не требуется. Предусматриваем косвенную арматуру в виде четырех сварных сеток из арматурной проволоки класса Вр-I диаметром 5 мм с ячейкой 90х90 мм и шагом S равным 100 мм конструктивно.
Рисунок 26 - Армирование колонны крайнего ряда
Железобетонные фундаменты
Данные для проектирования
Глубина заложения фундамента Н1 = 2 м. основанием служит грунт расчётным сопротивлением R0 = 160 кПа значением удельной массы грунта и фундамента
Бетон класса В15 коэффициент условий работы ; ; . Рабочая продольная арматура из стали А-III . Конструктивная и поперечная арматура класса А I
Под фундаментом предусмотрена песчано-гравийная подготовка защитный слой бетона 7см.
Усилия действующие на основание
На уровне верха фундамента от колонны в сечении 3-3 передаются расчётные усилия.
при МI-I = 608 кНм; NI-I = 998 кН; QI-I = 24 кН
при МI-I = 608115 = 5287 кНм; NI-I = 998115 = 86783 кН; QI-I = 24115 = 209 кН
здесь 115 – усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке
Нагрузка от веса фундаментной балки:
Gw = γn ·ρ·l·05·(a + b) ·h = 05·(024 + 04) ·06·535·25·11 = 2684 кН
Gw = γn ·ρ·l·05·(a + b) ·h = 05·(024 + 04) ·06·535·25·095 = 244 кН
Момент от веса фундаментной балки:
Суммарные расчётные усилия действующие относительно оси симметрии в уровне подошвы фундамента (без учёта веса фундамента и грунта на нём):
при М = МI-I + QI-I · Нf – Mw = 608 + 24·2 – 1476 = 5084 кНм
N = NI-I + Gw = 998 + 2684 = 102484 кН
при М1-1 = 5287 + 209·2 – 1342 = 4363 кНм
N1-1 = 86763 + 244 = 89203 кН
1 Определение размеров подошвы
Используем усилия при . Определим площадь подошвы центрально-нагруженного фундамента.
Принимаем соотношение сторон подошвы фундамента
Принимаем унифицированные размеры:
Тогда Аf = 33·24 = 792 м2
Уточняем расчётное сопротивление грунта поэтому
b1 = 18 м – ширина ступени фундамента
h = 2 м - высота фундамента
d = 215 м - глубина заложения фундамента.
Эксцентриситет продольной силы
Давление под подошвой фундамента
Р = 16004 кПа R = 1688 кПа
Рmax = 15964 кПа 12R = 20256 кПа
Поскольку условия выполняются назначенные размеры подошвы фундамента достаточны.
Для установления экономичных размеров подошвы определяют относительное среднее давление под подошвой фундамента. В данном случае расчет можно не выполнять т. к. в случае уменьшения размеров подошвы не будет выполняться условие .
Учитывая значительное заглубление фундамента принимаем его конструкцию с подколонником стаканного типа и плитой переменной высоты.
Толщину стенок стакана поверху назначаем 325 мм вдоль ширины фундамента и 375мм вдоль длины фундамента а зазор между колонной и стаканом 75 мм. Размеры сечения колонны м. Размеры подколонника в плане м принимаем кратно 300 мм 18 м2; . Аф = 12·17 = 216 м2. Высоту ступеней назначаем . Высота подколонника .
Глубину стакана назначают из условия заанкеривания колонны и ее рабочей арматуры: при м м ; из условия заанкеривания рабочей арматуры мм из условия длины типовой колонны .
Принимаем и глубину стакана . Размеры дна стакана в плане м .
Размеры ступеней в плане:
Толщина защитного слоя а = 70 мм. Рабочая высота фундамента для первой ступени для второй ступени для подколонника .
Рис. 27. Конструкция фундамента крайнего ряда.
2 Расчёт фундамента на продавливание
hcf ( 125 м > (18 – 07)2 = 055 – условие не выполняется
м > 125 + 2·03 = 185 м – условие выполняется
b1 ≤ bcf + 2 18 м 15 + 2·03 = 21 м – условие выполняется
b > b1 + 2 24 м > 18 + 2·023 = 226 м – условие выполняется
При таком сочетании условий расчёт на продавливание проводим от низа подколонника.
Поскольку условия выполняется считаем размеры фундамента достаточными.
3 Расчёт арматуры подошвы фундамента
Определим давление на грунт в наиболее нагруженной точке (у края фундамента) а также сечениях 1-1 2-2 3-3.
Р1-1 = 11263 + 1001·075 = 12014 кПа
Р2-2 = 11263 + 1001·05 = 11764 кПа
Р3-3 = 11263 + 1001·025 = 11513 кПа
К1 = 075; К2 = 05; К3 = 025
Изгибающие моменты в сечениях 1-1 2-2 3-3 на 1 м ширины фундамента:
Mi = Ci2 ·bf ·6 · (2Pmax + Pi)
M1-1 = 0452 ·246 ·(12014 + 2·12264) = 296 кНм
M2-2 = 092 ·246 ·(11764 + 2·12264) = 11759 кНм
M3-3 = 1352 ·246 ·(11513 + 2·12264) = 26274 кНм
Вычислим требуемую площадь сечения арматуры класса А-III вдоль длинной стороны фундамента:
As1 = 296 (09·023·365·103) = 392 см2
As2 = 11759 (09·053·365·103) = 675 см2
As3 = 26274 (09·178·365·103) = 449 см2
Наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника. Принимаем на 1 м ширины фундамента 514А-III (Аs = 769 см2) с шагом 200 мм.
В направлении короткой стороны подошвы фундамента армирование определяем по среднему давлению
Изгибающие моменты на 1 м фундамента для сечений на грани второй ступени; на грани подколонника; на грани колонны:
Требуемая площадь арматуры вдоль короткой стороны фундамента
А’s = M’i (09·h0i·Rs)
A’s1 = 558 (09·023·365·103) = 074 см2
A’s2 = 223 (09·053·365·103) = 128 см2
A’s3 = 8192 (09·178·365·103) = 14 см2
Принимаем на 1 м длины фундамента 510 А-III ( см2 ) с шагом 200 мм.
4 Расчёт продольной и поперечной арматуры подколонника
Расчёт на внецентренное сжатие выполняем для коробчатого сечения стаканной части в плоскости заделанного торца колонны.
Размеры коробчатого сечения преобразованного в эквивалентное м:
Расчётные усилия в сечении 1-1 (при )
M = M1-1 + Q·hn – Mw = 608 + 24·085 – 1476 = 4808 кНм
N = N1-1 + Gw + Gf = 989 + 2684 + (18·15·09·25·11·095) = 107932 кН
е0 = M N = 4808 107932 = 01 м > еа = h 30 = 18 30 = 006 м
случайный эксцентриситет не учитываем.
Расстояние от растянутой арматуры до силы N:
5·15·035·103 = 490875 кН > 107932 кН
следовательно нейтральная ось проходит в полке и сечение рассчитываем как прямоугольное шириной bf.
Принимаем симметричное армирование. Вычисляем
т.е. продольная арматура не требуется.
Принимаем 518 A-III с каждой стороны подклонника.
Поперечное армирование подколонника назначаем из конструктивных соображений (поскольку)
Поперечное армирование проектируем в виде горизонтальных сеток из арматуры класса А-I шаг сеток принимаем S = 150мм h4 = 8004 = 200мм
где z = 115 + 105 + 095 + 075 + 055 = 445м – сумма расстояний от каждого ряда поперечной арматуры до нижней грани колонны.
Принимаем конструктивно сетку из стержней 412 А-I
) ГОСТ 22701.0-77 – ГОСТ 22701.5-77. Плиты железобетонные ребристые предварительно напряженные размерами 6х3 м для покрытий производственных зданий. – Введ. 1977–08–24. – М. : Издательство стандартов 1987. – 58 с.
) ГОСТ 23838-89. Здания предприятий. Параметры. – Введ. 1989.07.01. – М. : Издательство стандартов 1989. – 10 с.
) ГОСТ 25711-83. Краны мостовые электрические общего назначения грузоподъемностью от 5 до 50 т. Типы основные параметры и размеры. – Введ. 1985.07.01. – М. : Издательство стандартов 1983. – 20 с.
) Серия 1.015.1-1.95. Балки фундаментные железобетонные для наружных и внутренних стен зданий промышленных и сельскохозяйственных предприятий. – Введ. 1995.09.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1996. – 42 с.
) Серия 1.424.1-5. Колонны железобетонные прямоугольного сечения для одноэтажных производственных зданий высотой 8.4 - 14.4 м оборудованных мостовыми опорными кранами грузоподъемностью до 32 т. – Введ. 1988.04.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1988. – 54 с.
) Серия 1.426.1-8. Балки подкрановые железобетонные пролетом 6 и 12 метров для кранов грузоподъемностью 32 тонны для легкого и среднего режима работы. – Введ. 1991–04–15. – М. : АПП ЦИПТ 1991. – 43 с.
) Серия 1.427.1-3. Колонны железобетонные прямоугольного сечения для продольного и торцового фахверка одноэтажных производственных зданий высотой 30-144 м. – Введ. 1984.04.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1988. – 105 с.
) Серия 1.432.1-21. Железобетонные трехслойные стеновые панели длиной 6 м для отапливаемых производственных зданий с высокой влажностью и агрессивной средой. – Введ. 1989.11.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1989. – 115 с.
) Серия 1.435.3-22. Ворота откатные с применением гнутых профилей из тонколистовой стали с ручным открыванием. В 2–х выпусках. ЦНИИПромзданий ; Введ. 1982.08.01. – М. : ГП ЦПП 1982. – 6 с.
) Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24. 45 В 6–х выпусках. Киевский Промстройпроект; Введ. 1989.08.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1990. – 157 с.
) Серия 1.463.1-19. Фермы подстропильные железобетонные предварительно напряженные пролетом 12 м для покрытий зданий со скатной кровлей. В 2–х выпусках. – Введ. 1993.07.01. – М. : Промстройпроект Госстроя СССР НИИЖБ 1992. – 115 с.
) Серия 1.465.1-15. Плиты железобетонные ребристые размером 3х12 м для покрытий одноэтажных производственных зданий. В 8–ми выпусках. НИИЖБ Госстроя СССР. – Введ. 1990.03.01. – М. : ЦИТП Госстроя СССР 1990. – 255 с.
) Серия ПК-01-06. Выпуск 1. Сборные железобетонные предварительно напряженные двускатные балки для покрытия зданий пролетами 12 и 18 м.– Введ. 1957.01.01. – М. : НИИ по строительству министерства строительства СССР 1957. –67 с.
) СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. – Взамен СП 51-01-2003 ; введ. 2013–01–01. – М. : ФАУ «ФЦС» 2013. – 156 с.
) Трепененков Р.Н. Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий Р.Н. Трепененков. – М.:Стройиздат 1980. – 284с.
) Шерешевский И.А. Конструирование промышленных зданий и сооружений И.А. Шерешевский. – М. : Архитектура - С 2005. – 168 с.
) Байков В.Н. Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. – 5-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 767с.: ил.;

6320015.dwg

Схема расположения элементов каркаса
Спецификация сборных элементов
КП-05055017-270102-2010
Спецификация сборных элементов К1
Каркас пространств. КП1
Сборочные еденицы КП1
Одноэтажное промышленное здание
Схема расположения элементов каркаса; i1.1335
К1(армирование); КП1; Разрезы 1-1
-3; Узел 1; КР1-КР5.
Геометрическая схема фермы
Спецификация сборных элементов Ф1
Каркас пространственный КП1
Сборочные единицы Ф1
Каркас пространственный КП2
Каркас пространственный КП3
Каркас пространственный КП4
Каркас пространственный КП5
Каркас пространственный КП6
Одноэтажное промышленное
Вр-I ГОСТ 5781-82* L=1100
A-I ГОСТ 5781-82* L=1750
A-III ГОСТ 5781-82* L=2000
Вр-I ГОСТ 5781-82* L=1700
A-I ГОСТ 5781-82* L=1100
Схема расположение основных несущих конструкций М1:200
КП 08.05.01-411405755-2018-КЖ
Одноэтажное промышленное здание
Схема расположения основных несущих конструкций
Узел Б Деталь опирания подкрановой балки на колонну М1:25
закладная деталь колонны
закладная деталь балки
Анкерный болт М20 в колонне
х100х250 приварить к закладной колонны и балки
Узел А Узел сопряжения ригеля с колонной М1:25
закладная деталь фермы
Бетон на мелком заполнителе
Узел В Заделка в фундамент колонны прямоугольного сечения М1:25
Рабочие чертежи колонны по оси А
Чертежи арматурных изделий стропильной конструкции покрытия
схема армирования фермы