Курсовая работа: Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

🛑 👉🏻👉🏻👉🏻 ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻

2. Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров
5.2 Расчет надкрановой части колонны
5.3 Расчет подкрановой части колонны
6. Конструирование и расчет фундамента под колонну ряда А
6.3 Расчет подколонника и его стаканной части
7. Расчет предварительно напряженной безраскосной фермы пролетом
7.3Определение усилий в стержнях фермы
на курсовой проект по железобетонным конструкциям №3 «Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания»
1. Назначение зданияодноэтажное промышленное
6. Отметка низа стропильных конструкций, м10,8
7. Условное расчетное сопротивление грунта, МПа 0,1
9. Тепловой режим здания отапливаемое
10. Вид кранов и количество в пролете по два мостовых электрических крана в пролете;
12. Выполнить расчет и конструирование следующих сборных элементов каркаса:
- Ригель перекрытия (стропильная конструкция) К-7
2. Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров

В качестве основных несущих конструкций покрытия принимаем сегментные раскосные фермы пролетами L 1
= 18 м, L 2
= 18 м. Плиты покрытия железобетонные предварительно напряженные ребристые 3х6 м.
Колонны крайнего и среднего рядов - сплошные. Привязка координатных осей крайних рядов «250», привязка осей крановых путей λ = 750 мм.
- габаритный размер крана по высоте Н = 2750 мм (для крана грузоподъемностью Q = 30/5 т);
- высота подкранового рельса КР-70 с прокладками 150 мм;
- высота подкрановой балки 1400 мм;
Нагрузка от веса покрытия приведена в таблице 1.
Нагрузки от покрытия собираем с грузовых площадей, равных 9х6 м для колонн по рядам А и В, 18х6 – для В. Нагрузки от массы подкрановых балок, крановых путей, стеновых панелей, от ветра собираем с полосы 12 м, равной по ширине раме – блоку.
Массы основных несущих конструкций:
стропильная ферма L = 18 м: масса 6,0 т, вес 60 кН;
подстропильная ферма L = 12 м: масса 9,4 т, 94 кН;
подкрановая балка L = 12 м: масса 12 т, 125 кН.
- от веса покрытия G = 3,22∙9∙12 = 347,76 кН;
- от фермы G = 60/2∙1,1∙0,95 = 33 кН;
- от подстропильной фермы G = 94/2∙1,1∙0,95 = 51,7 кН;
Расчетная нагрузка на крайнюю колонну: F 1
=516,2 кН,
на среднюю колонну: F 2
=1032,3 кН эксцентриситет нагрузки F 1,2
относительно геометрической оси надкрановой части колонны
е = 425 - h 1
/2 = 425 – 600/2 = 125 мм;
- от веса надкрановой части одной колонны
F 3
= bh 1
H 1
γγ f
γ n
= 0,5∙0,6∙4,2∙25∙1,1∙0,95 = 32,9 кН;
Расчетная нагрузка от веса подкрановых частей: крайняя колонна – F 4
= 51,7 кН, средняя колонна – F 5
= 90 кН эксцентриситет нагрузки F 3,4,5
относительно геометрической оси подкрановой части колонны
е = (h 2
- h 1
)/2 = (1000 – 600)/2 = 200 мм;
- от стеновых панелей толщиной 300 мм и заполнения оконных проемов от отметки 10,95 м до 17,25м.
F 6
= (2,5∙5,4 + 0,4∙2,4)∙12∙1,1∙0,95 = 181,3 кН;
эксцентриситет нагрузки F 6
относительно геометрической оси подкрановой части колонны
е w
= (t w
+ h 2
)/2 = (300 + 1000)/2 = 650 мм;
- от веса подкрановых балок и кранового пути
эксцентриситет нагрузки F 7
относительно подкрановой части колонны
е 3
= 250 + λ – h 2
/2 = 250 + 750 – 1000/2 = 500 мм.
Вес снегового покрова на 1 м 2
проекции покрытия для IV района, согласно главе СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия», S 0
= 2 кПа = 2 кН/м 2
.
Так как уклон кровли < 12%, средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца υ = 3 м/с > 2 м/с снижают коэффициент перехода μ = 1 умножением на коэффициент k:
k = 1,2 – 0,1∙υ = 1,2 – 0,1·3 = 0,9, т.е.
S 1
= S 0
kμa(l/2)γ f
γ n
= 2∙0,9∙12(18/2)∙1,4∙0,95 = 258,6 кН;
S 2
= 2,4∙0,8∙12(24/2 + 18/2)∙1,4∙0,95 = 643,5 кН.
Согласно стандарту на мостовые краны база крана М = 630 см, расстояние между колесами К = 510 см, вес тележки G п
= 87 кН, вес крана G кр
= 520 кН, F n
,
max
= 315 кН, F n
,
min
= 58 кН.
Расчетное максимальное давление на колесо крана при γ f
= 1,1:
F max
= F n
,
max
γ f
γ n
= 315·1,1·0,95 = 330 кН,
F min
= F n
,
min
γ f
γ n
= 58·1,1·0,95 = 60 кН.
Расчетная тормозная сила на одно колесо
Н max
= (Q + G n
)0,5γ f
γ n
/20 = (300 + 87)∙0,5∙1,1∙0,95/20 = 10,1 кН.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний ψ = 0,85:
D max
= F max
ψ∑y = 330∙0,85∙3,3 = 925,6 кН,
D min
= 60∙0,85∙3,3 = 168,3 кН, где
∑y = 3,3 сумма ординат линий влияния давления двух подкрановых балок на колонну.
Рис.3. Линии влияния давления на колонну крана Q = 30/5 т.
Вертикальная крановая нагрузка на колонны от четырех сближенных кранов с коэффициентом сочетаний ψ = 0,7
D max
4-х
= 2∙0,7∙3,3∙330 = 1524,6 кН.
Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении:
Н = Н min
ψ∑y = 0.57(300+87)/20 = 9,6 кН.
Для II–го района скоростной напор ветра ω 0
= 0,3 кПа; коэффициент надежности по нагрузке γ f
= 1,4. Коэффициент k, учитывающий изменение ветрового давления по высоте здания для типов местности Б:
Аэродинамические коэффициенты для вертикальных стен:
на отм. 5,000 ω 1
= 0,75∙ω 0
∙с = 0,75∙0,3∙0,8 = 0,285 кПа;
на отм. 10,000 ω 2
= 1,0∙ω 0
∙с = 1,0∙0,3∙0,8 = 0,38 кПа;
на отм. 10,800 ω 3
= 1,08∙ω 0
∙с = 1,08∙0,3∙0,8 = 0,433 кПа;
на отм. 14,370 ω 4
= 1,1∙ω 0
∙с = 1,1∙0,3∙0,8 = 0,45 кПа.
Переменный по высоте колонны скоростной напор заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке колнны:
ω а
= 2М а
/Н 2
= 2[180∙5 2
/2 + (180 + 240)(10 – 5)((10 – 5)/2 + 5)/2 +
+ (240 + 245)(10,8 – 10)((10,8 – 10)/2 + 10)/2]/10,8 2
= 0,21 кПа,
где М а
– момент в заделке от фактической ветровой нагрузки.
Расчетная погонная нагрузка на колонну крайнего ряда до отметки 10,8 м: с наветренной стороны
Р а
= ω а
∙а∙γ f
∙γ n
= 0,21∙12∙1,4∙0,95 = 3,3 кН/м;
Р р
= 0,13∙12∙1,4∙0,95 = 2,075 кН/м.
Нагрузка от ветрового давления на надколонную часть здания (шатер покрытия) выше отметки 10,8 м приводим к сосредоточенной силе по формуле:
W = (с 1
+ с 2
)(ω eq
+ ω max
)(Н max
– Н 0
)а/2 = [(0,8 + 0,5)(0,26 + 0,245(14,37 –
Сосредоточенная сила W условно считается приложенной на уровне верха колонны.
Усилия в колоннах рамы от постоянной нагрузки

Продольная сила F 1
= 516,2 на крайней колонне действует с эксцентриситетом е 1
= 0,125 м. В верхней части момент М 1
= F 1
е 1
=
В подкрановой части кроме силы F 1
=516,2 кН, приложенной с эксцентриситетом е 2
= 0,2 м, действует: расчетная нагрузка от стеновых панелей F 6
= 181,3 кН с е w
= 0,65 м; расчетная нагрузка от подкрановых балок F 7
= 125,4 кН с е 3
= 0,5 м; расчетная нагрузка от надкрановой части колонны F 3
= 32,9 кН с е 2
= 0,2м.
Усилия в колоннах от снеговой нагрузки

Снеговая нагрузка S 1
= 258,6 кН на крайней колонне действует с эксцентриситетом е 1
= 0,125 м. В верхней части момент М 1
= S 1
е 1
=
В подкрановой части S 1
=258,6 кН, приложена с эксцентриситетом е 2
=0,12м
В подкрановой части момент М 2
= -258,6∙0,2 = 51,7 кН∙м.
Усилия в колоннах от ветровой нагрузки

Расчетная погонная нагрузка на колонну крайнего ряда до отметки 10,8 м: с наветренной стороны
Нагрузка от ветрового давления на надколонную часть здания (шатер покрытия) выше отметки 10,8 м.
Усилия в колоннах от крановой нагрузки

Рассматриваем следующие виды загружения:
1) М max
на крайней колонне и M min
на средней;
2) М max
на средней и M min
на крайней колонне;
3) четыре крана с М max
на средней колонне;
4) тормозная сила на крайней колонне;
5) тормозная сила на средней колонне.
1. В первом случае на крайней колонне сила D max
= 925,6 кН приложена с эксцентриситетом е 3
= 0,5 м.
Одновременно на средней колонне действует сила D min
= 168,3 кН с эксцентриситетом е = λ = 0,75 м.
2. В первом случае на крайней колонне сила D min
= 168,3 кН приложена с эксцентриситетом е 3
= 0,5 м.
Одновременно на средней колонне действует сила D max
= 925,6 кН с эксцентриситетом е = λ = 0,75 м.
3. Для третьего случая суммарный момент
на крайней колонне сила D min
= 168,3 кН приложена с эксцентриситетом
Единицы измерения размеров сечения: см;
Вычисленные жесткостные характеристики: EF=10800809,3 EIY=225016,844 EIZ=324024,2 GKR=185613,9 GFY=3600269,68 GFZ=3600269,68
Размеры ядра сечения: Y1=,099999 Y2=,099999 Z1=,083333 Z2=,083333
Вычисленные жесткостные характеристики: EF=18001348,9 EIY=375028,102 EIZ=1500112, GKR=424031,7 GFY=6000449,62 GFZ=6000449,62
Размеры ядра сечения: Y1=,166666 Y2=,166666 Z1=,083333 Z2=,083333
Заданные жесткостные характеристики: 1000000, 10000000,
Комбинация нагрузок и расчетных усилий в сечениях колонн

Основные сочетания расчетных усилий в крайней колонне

Бетон колонны класса В20 с расчетными характеристиками при коэффициенте условия работы γ b
2
= 1: R b
= 11,5 МПа; R bt
= 0,90 МПа; Е b
=
Продольная арматура класса АIII (R s
= R sc
= 365 МПа; Е s
= 2∙10 5
МПа; α s
=
= E s
/E b
= 2∙10 5
/20,5∙10 3
= 9,76); поперечная арматура класса АI.
5.2 Расчет надкрановой части колонны

Размеры прямоугольного сечения b= 500 мм; h = h 1
= 600 мм; для продольной арматуры принимаем а = а` = 40 мм, тогда рабочая высота сечения h 0
= h – а = 600 – 40 = 560 мм.
Рассматриваем сечение III-III, в котором действуют три комбинации расчетных усилий, приведенных в таблице 4.
Комбинация усилий для надкрановой части колонны

Порядок подбора арматуры покажем для комбинации М max
.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l 0
= ψH = 2∙4,2 =8,4 м, так как минимальная гибкость в плоскости изгиба l 0
/i = 8,4/0,1732 = 48,5 > 14, необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем эксцентриситет e 0
=M/N=176/808=22см
е а1
= l 0
/600 = 8,4/600 = 0,015м или 15 мм;
е а2
= h/30 = 0,6/30 = 0,02 м или 20 мм.
е 0
= │M│/N = 220 мм > 20 мм, следовательно, случайный эксцентриситет не учитываем.
Коэффициента условия работы γ b
2
= 1,1; тогда расчетное сопротивление бетона R b
= 1,1∙11,5 = 12,65 МПа; R bt
= 1,1∙0,90 = 0,99 МПа.
Находим условную критическую силу N cr
и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.
1. δ е
= е 0
/h = 220/600 = 0,37 > δ e,min
= 0,5 – 0,01l 0
/h – 0,01R b
= 0,23
2. φ l
= 1+β(M iL
/M)=1+1*182.7/386.1=1.47
M iL
=M L
+N L
(h 0
-a)/2=40+549*0.52/2=182.7
3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,004.
N cr
= ((1,6E b
bh)/(l 0
/h) 2
[((0,11/(0,1 + δ e
) + 0,1)/3φ l
) + μα s
((h 0
– a)/h) 2
] =
= ((1,6·24000·500·600)/(15) 2
[((0,11/(0,1 + 0,37) + 0,1)/3·1.47) + 0,004·7,76((560 – 40)/600) 2
] = 6550 кН.
5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Расчетный эксцентриситет продольной силы
е = η·е 0
+ 0,5·h – а = 1,14*22 + 0,5·60 – 4 = 59cм.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
1. ξ R
= ω/(1 + (R s
/σ sc
,
u
)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,
где ω = 0,85 – 0,008R b
= 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;
2. Высота сжатой зоны x=N/γRβ=808*1000/1.1*11.5*100*50=12.8
A s
= A s
` = N(e-h 0
+N/2R b
b)/(h 0
-a)R s
= 808*1000(59-56+(808*1000/2*1.1*11.5*100*50))/365*100*52 = 4.1 мм 2
,
Окончательно принимаем в надкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 3Ø16АIIIA s
=6.03 см 2

5.3 Расчет подкрановой части колонны

Размеры сечения подкрановой части b = 500 мм; h = h 2
= 1000 мм; а =а`=40 мм; h 0
= 900 – 30 = 870 мм.
Комбинация расчетных усилий для сечений I-I и II-II приведены в таблице 4.
Комбинация усилий для подкрановой части колонны

Подбор арматуры выполняется для комбинации +N max
.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l 0
= ψH = 1,5∙6,75 = 10,125 м. Приведенный радиус инерции двухветвевой колонны в плоскости изгиба определяем по формуле
Приведенная гибкость сечения λ red
=l 0
/r red
=10.125/0.27=37.5>14 – необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем эксцентриситет e 0
=M/N=382/2082=18см
Коэффициента условия работы γ b
2
= 1,1; тогда расчетное сопротивление бетона R b
= 1,1∙11,5 = 12,65 МПа; R bt
= 1,1∙0,90 = 0,99 МПа.
Находим условную критическую силу N cr
и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.
1. δ е
= е 0
/h = 18/100 = 0,18 > δ e,min
= 0,5 – 0,01l 0
/h – 0,01R b
= 0.27
2. φ l
= 1+β(M iL
/M)=1+1*245.4/554.9=1.44
M iL
=M L
+N L
(h 0
-a)/2=-163+907.5*0.9/2=245.4
3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,0065.
N cr
= ((1,6E b
bh)/(l 0
/h) 2
[((0,11/(0,1 + δ e
) + 0,1)/3φ l
) + μα s
((h 0
– a)/h) 2
] =
= ((1,6·24000·500·1000)/(10.125) 2
[((0,11/(0,1 + 0.27) + 0,1)/3·1) + 0,0065·6,3((860 – 40)/1000) 2
] = 28200 кН
5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Вычисляем M br
=QS/4=-60*2/4=-30 кНм
Расчетный эксцентриситет продольной силы
е = η·е 0
+ 0,5·h – а = 1,08·2 + 0,5·30 – 4 = 13 см.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
1. ξ R
= ω/(1 + (R s
/σ sc
,
u
)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,
где ω = 0,85 – 0,008R b
= 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;
2. α n
= N/(R b
bh 0
) = 1500∙10 3
/11,5∙500∙260 = 0,91.
3. α s
= α n
(e/h 0
-1+ α n
/2)/(1-δ) = 0.91(13/2-1+0.91/2)/(1-0.15)<0
При α s
<0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 3Ø18 АIII (A s
= A s
` = 7,63 см 2
).
Проверка необходимости расчета подкрановой части колонны перпендикулярной к плоскости изгиба
Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба: при учете крановых нагрузок l 0
= ψH = 0,8∙6,75 = 5,4 м. Радиус инерции i=14.43см
l 0
/i=5.4/14.43=38.6>37.5 – расчет необходим. Т. к. l 0
/i=5.4/14.43=38.6>14– необходимо учитывать влияние прогиба колонны на ее несущую способность.
Вычисляем случайный эксцентриситет e а
=Н/600=1,13см
Тогда е = е а
+ 0,5(h – а) = 1,13 + 0,5(46 – 4) = 22,13 см.
Находим условную критическую силу N cr
и коэффициент увеличения начального эксцентриситета η.
1. δ l
= е а
/h = 1,13/60 = 0,0188 > δ e,min
= 0,5 – 0,01l 0
/h – 0,01R b
= 0.2835
M iL
=M L
+N L
(h 0
-a)/2=0+907.5*0,2213=200.8
3. Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,0065.
4. Условная критическая сила при 4Ø18 АIIIA s
= A s
` = 10,18 см 2

N cr
= ((1,6E b
bh)/(l 0
/h) 2
[((0,11/(0,1 + δ e
) + 0,1)/3φ l
) + μα s
((h 0
– a)/h) 2
] =
5. Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Расчетный эксцентриситет продольной силы
е = η·е 0
+ 0,5·h – а = 1,13·1,19 + 0,5·50 – 4 = 22,3 см.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
1. ξ R
= ω/(1 + (R s
/σ sc
,
u
)·(1 – ω/1,1)) = 0,749/(1 + (365/400)(1 – 0,749/1,1) = 0,58,
где ω = 0,85 – 0,008R b
= 0, 85 – 0,008∙12,65 = 0,749;
2. α n
= N/(R b
bh 0
) = 2082*1000/1,1*11,5∙50∙46*100 = 0,72.
3. α s
= α n
(e/h 0
-1+ α n
/2)/(1-δ) = 0.72(22,3/46-1+0.72/2)/(1-0.087)<0
При α s
<0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно.
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 4Ø18 АIII (A s
= A s
` = 10,18 см 2
).
Изгибающий момент в распорке M ds
=QS/2=-60кНм. Сечение распорки прямоугольное: В=50см h=45см h 0
=41. так как эпюра моментов двухзначная
A s
= A s
` = M ds
/(h 0
-a)R s
= 6000000/36500(41-4) = 4.5 см 2
,
Принимаем 3Ø14 АIII (A s
= A s
` = 4,62 см 2
).
Q ds
=2 M ds
/c=2*60/0.9=130 кН<= φ b
4
γ b
2
R bt
bh 0
=136кН
Поперечную арматуру принимаем d=8 AIS=150мм.
6. Конструирование и расчет фундамента под колонну ряда А

Глубина заложения фундамента принимается из условия промерзания грунта равной d = 1,8 м. Обрез фундамента на отметке – 0,15 м. Расчетное сопротивление грунта основания R = 100 кПа, средний удельный вес грунта на нем γ m
= 17 кН/м 3
. Бетон фундамента В 15 с расчетными характеристиками γ b
2
= 1,1; R = 1,1∙8,5 = 9,74 МПа; R bt
=0,88 МПа.
На фундамент в уровне его обреза передается от колонны следующие усилия.
Усилия от колонны в уровне обреза фундамента

Нагрузка от веса части стены ниже отм. 10,95 м, передающаяся на фундамент через фундаментную балку, приведен в таблице 8.
Эксцентриситет приложения нагрузки от стены е w
= t w
/2 + h с
/2 = 300/2 + 1000/2 = 650 мм = 0,65 м, тогда изгибающие моменты от веса стены относительно оси фундамента:
М w
= G w
∙e w
= -105,1∙0,65 = -68,3 кН∙м.
Определение размеров подошвы фундамента и краевых давлений

Геометрические Размеры фундамента определяем по формуле:
по справочнику проектировщика приниваем axb=5.4x4.8м, тогда площадь подошвы А = 26 м 2
, а момент сопротивления W = bа 2
/6 =
= 4,8∙5,4 2
/6 = 23,3 м 3
. Из условий р n
,
max
≤ 1,2R; p n
,
min
≤ 0; p n
,
m
≤ R.
Уточняем нормативное сопротивление на грунт
R=R 0
[1+k(B-b 0
)/β 0
](d+d 0
)/2 d 0
=0.1[1+0.05(4.8-1)/1](1.8+2)/4=1.3МПа
Проверка давления под подошвой фундамента

Проверяем наибольшее р n
,
max
и наименьшее р n
,
min
краевые давления и среднее p n
,
m
давление под подошвой. Принятые размеры под подошвой должны обеспечивать выполнение следующих условий:
Рис 5. Расчетная схема усилий для фундамента по оси А.
р n
,
max
≤ 1,2R; p n
,
min
≤ 0; p n
,
m
≤ R.
Давление на грунт определяется с учетом веса фундамента и грунта на нем по формуле
где N f
= N n
+ G nw
; M f
= M n
+ Q n
∙H f
+ M max
– усилие на уровне подошвы фундамента от нагрузок с коэффициентом γ f
= 1.
При расчете поперечной рамы за положительное принималось направление упругой реакции колонны слева направо. Тогда положительный знак поперечной силы Q соответствует ее направлению справа налево. Следовательно, момент, создаваемый поперечной силой Q относительно подошвы фундамента. при положительном знаке Q действует против часовой стрелки и принимается со знаком «минус».
p n
,
max
= 100,5 + 331,3*6/5,4 2
*4,8 = 116,8 кПа < 1,2R = 1,2∙130 = 156 кПа;
p n
,
min
= 100,5 - 331,3*6/5,4 2
*4,8 = 84,4 кПа > 0;
р n
,
m
= 1810,4/26+17*1,6 = 100,5 кПа < R = 150 кПа.
В обеих комбинациях давление р n
не превышает допускаемых, т.е. принятые размеры подошвы фундамента достаточны.
Определение конфигурации фундамента и проверка нижней ступени

Учитывая значительное заглубление подошвы, проектируем фундамент с подколонником и ступенчатой плитной частью.
l cf
= h c
+ 2t 1
+ 2δ 1
= 1000 + 2∙250 + 2∙100 = 1700 мм;
b cf
= b c
+ 2t 2
+ 2δ 2
= 500 + 2∙250 + 2∙100 = 1200 мм,
где t 1
,t 2
, и δ 1
,δ 2
– соответственно толщина стенок стакана и зазор между гранью колонны и стенкой стакана в направлении сторон l и b.
Высоту ступеней назначаем h 1
=h 2
=h 3
=0.3м. Высота подколонника h cf
=0,75м.
Рис 6. Геометрические размеры фундамента по оси А.
Глубина стакана под колонну h d
= 0,9м; размеры дна стакана:
Высота и вынос нижней ступени проверяются на продавливание и поперечную силу. Проверку на продавливание выполняем из условия:
Так как h b
=H f
- h h
= 1.65-0.9=0.75b c
/h c
=0.5 – прочность на раскалывание проверяют из условия : N≤0.975(1+ b c
/h c
) A fl
R bt
=0.975(1+0.5)5.8*0.88=7.4
Под действием реактивного давления грунта ступени фундамента работают на изгиб как консоли, защемленные в теле фундамента. Изгибающие моменты определяют в обоих направлениях для сечений по граням уступов и по грани колонны.
Площадь сечения рабочей арматуры подошвы определяется по формуле:
где M i
-
i
и h 0
i
– момент и рабочая высота в i–ом сечении.
Рис 7. К подбору арматуры подошвы фундамента.
p max
=2082/26+17*1,8+3,81*6/5,4*4,8=128,3
p 1
= p max
– (p max
– p min
)(c 1
/l) = 112 + (16,3*2,3)/1,8 = 132,8 кПа;
p 2
= 112 + (16,3*1,8)/1,8 = 128,3 кПа;
p 3
= 112 + (16,3*0,85)/1,8 = 119,7 кПа;
p 4
= 112 + (16,3*0,5)/1,8 = 116,5 кПа
М I-I
= Δа 2
(2p max
+ p 1
)/24 = (5,4-4,5) 2
(132,8+2*128,3)/24 = 10,4 кН∙м;
А s,1
= 49,1∙10 6
/(0,9∙280∙250) = 780 мм 2
.
М II-II
= (5,4-3,6) 2
(128,3+2*128,3)/24 = 52 кН∙м;
А s
,
II
= 215,4∙10 6
/(0,9∙280∙550) = 1554,1 мм 2
.
М III
-
III
= (5,4-1,7) 2
(119,7+2*128,3)/24 = 214,6 кН∙м;
А s
,
III
= 351,5∙10 6
/(0,9∙280∙850) = 1640 мм 2
.
М IV
-
IV
= (5,4-1) 2
(116,5+2*128,3)/24 = 301,2 кН∙м;
А s
,
IV
= 527,8∙10 6
/(0,9∙280∙2350) = 891 мм 2
.
Определение требуемой площади арматуры и подбор сечения.

А s,1
= 0,0052*2/(0,9∙280∙0,22) = 2 см 2
.
А s
,
II
= 0,026*2/(0,9∙280∙0,52) = 4 см 2
.
А s
,
III
= 0,107*2/(0,9∙280∙0,82) = 10,4 см 2
.
А s
,
IV
= 0,1506*2/(0,9∙280∙1,52) = 7,9 см 2
.
Принимаем в направлении длиной стороны 5Ø18 А-II (A s
= 12,72 см 2
> A s
,
III
) с шагом 200 мм.
Подбор арматуры в направлении короткой стороны
Расчет ведем по среднему давлению по подошве p m
= 112 кПа. Учитываем, что стержни этого направления будут во втором верхнем ряду, поэтому рабочая высота h 0
i
= h i
– a – (d 1
+ d 2
)/2. Полагаем, что диаметр стержней вдоль короткой стороны будет не более 12 мм.
M` I-I
= 0,125p m
(b – b 1
) 2
= 0,125∙112∙(4,8 – 4,0) 2
= 8,96 кН∙м;
M` II
-
II
= 0,125∙112∙(4,8 – 3,2) 2
= 35,84 кН∙м;
M` III
-
III
= 0,125∙112∙(4,8 – 1,2) 2
= 126 кН∙м;
M` IV
-
IV
= 0,125∙112∙(4,8 – 0,5) 2
= 191,7 кН∙м;
А s
,1`
= 0,00896/(0,9∙280∙0,22) = 1,6 см 2
.
А s
,
II
`
= 0,03584/(0,9∙280∙0,52) = 2,7 см 2
.
А s
,
III
`
= 0,126/(0,9∙280∙0,82) = 6,1 см 2
.
А s
,
IV
`
= 0,1917/(0,9∙280∙1,57) = 4,8 см 2
.
Принимаем в направлении короткой стороны 5Ø14А-IIA s
= 7,69 см 2
>A s
,
III
с шагом 200 мм.
6.3 Расчет подколонника и его стаканной части

При толщине стенок стакана поверху t 1
= 250 мм < 0,75h d
= 0,75∙550 = 413 мм стенки стакана необходимо армировать продольной и поперечной арматурой по расчету.
Продольная арматура подбирается на внецентренное сжатие в сечениях V –V и VI – VI. Сечение V –V приводим к эквивалентному двутавровому:
b f
` = b f
= b cf
= 1200 мм; h f
` = h f
=300 мм; b = 600 мм; h = 1700 мм. Армирование подколонника принимаем симметричным: а = а` = 40 мм.
М = -381-60*0,9-52,5 = -487,5 кН∙м;
е 0
= M/N = 487,5/2571,1 = 0,19 м.> е a
=h/30=0.055
Эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести растянутой арматуры
е = е 0
+ 0,5h – a = 0.19 + 0,5∙1.7 – 0.04 = 1м.
N = 2.571 MН < R b
b f
`h f
` = 9.74∙1.2∙0.3 =3.5 MН – нейтральная линия проходит в полке поэтому арматура подбирается как для прямоугольного сечения шириной b = b f
= 1200 мм=1.2м и рабочей высотой h 0
= h – a = 1700 – 40 = 1660 мм=1,66м.
φ n
= N/(R b
bh 0
) = 2,571/(9,74∙1,2∙1,66) = 0,133 < ξ R
= 0,65;
φ m
1
= (N·e)/(R b
bh 0
2
) = 2,571/9,74∙1,2∙1,66 2
= 0,08;
Требуемая площадь сечения симметричной арматуры
А s
= A s
` = (α m
1
- α n
(1 – α n
/2)/(1 – δ) = (0,08 – 0,133∙(1 – 0,08/2)/(1 – 0,024) <0.
По конструктивным требованиям минимальная площадь сечения продольной арматуры составляет
А s
,
min
= 0,0005∙b с
f
∙h cf
= 0,0005∙1,2∙1,7 = 10 см 2

Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 5Ø16 АII (A s
= A s
` = 10,05см 2
>А s
,
min
).
Корректировку расчета не производим.
У широких граней предусматриваем по 3Ø10 АII с тем, чтобы расстояние между продольными стержнями не превышали 400 мм.
В сечении V –V усилия незначительно больше, чем в сечении IV – IV, поэтому арматуру оставляем без изменений.
Стенки стакана армируются также горизонтальными плоскими сетками. Стержни сеток Ø > 8 мм располагаются у наружных и внутренних граней стакана; шаг сеток 100…200 мм. Обычно задаются расположением сеток по высоте стакана, а диаметр стержней определяют расчетом.
Так как 0,5h c
=0.5м> е 0
=0.19> h c
/6=0.17 – принимаем 6 сеток с шагом 150мм. Верхнюю сетку устанавливаем на расстоянии 50мм
Расчет производится в зависимости от величины эксцентриситета продольной силы, причем усилия М и N принимабтся в уровне нижнего торца колонны.
М = -381 – 60 ∙1 – 0,7*2082*0,19 =-164,1 кН∙м;
Σz i
=0.8+0.65+0.5+0.35+0.2+0.05=2.55м
Принимаем сетки из арматуры класса А-I (R s
= 225 МПа)
При h c
/6 = 900/6 = 150 мм < е 0
= 1,09 мм;
е 0
= 1,09 мм > h c
/2 = 900/2 = 450 мм.
Расчет ведется для сечения проходящего через точку К. Тогда площадь сечения арматуры одного ряда сеток определяется по формуле:
При четырех рабочих стержнях в сетке требуемая площадь сечения одного стержня A w
= 2,86/4 = 0,75см 2
. Принимаем стержни Ø10А-I (A sw
1
= 0,785см 2
).
7. Расчет предварительно напряженной сегментной фермы пролетом
L
= 18 м

Требуется запроектировать сегментную ферму пролетом 18 м.
Шаг ферм 6 м. Покрытие принято из железобетонных ребристых плит покрытия размером в плане 3х6 м. Коэффициент надежности по назначению γ n
= 0,95. Ферма проектируется с предварительно напряженной арматурой нижнего пояса и закладной решеткой.
Бетон тяжелый класса В 40, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении: R b
= 22,0 МПа; R b
,
ser
= 29,0 МПа; R bt
= 1,40 МПа; R bt
,
ser
= 2,1 МПа; E b
= 32500 МПа. Коэффициент условия работы бетона γ b
2
=
= 0,9. Напрягаемые канаты нижнего пояса класса К-7: R s
= 1080 МПа;
R s,ser
= 1295,0 МПа; E s
= 1,8∙10 5
МПа. Арматура верхнего пояса, узлов и элементов решетки класса А-III: при Ø ≥ 10 – R s
= R sc
= 365 МПа и
R sw
= 290 МПа; при Ø < 10 - R s
= R sc
= 355 МПа и R sw
= 285 МПа;
E s
= 2∙10 5
МПа. Хомуты из арматуры класса А-I. Натяжение арматуры механическим способом на упоры стенда. Обжатие бетона производится при его передаточной прочности R bp
= 0,7∙В = 0,7∙40 = 28 МПа. К элементам фермы предъявляется 3-я категория по трещиностойкости.
Состав и величины распределенных по площади нагрузок от покрытия приведены в табл. 9.
Постоянные нагрузки на стропильную ферму

Рис 8. Схема приложения узловых постоянных нагрузок
Сосредоточенная узловая нагрузка от распределенной
Узловые нагрузки от снега по рис.8:
7.3 Определение усилий в стержнях фермы

Длительно действующая часть снеговой нагрузки, составляет 50% от полного нормативного значения.
Единицы измерения размеров сечения: см;
По серии ПК01-129/78 принимаем размеры сечения нижнего пояса bxh = 280х200 мм. Расчет нижнего пояса производим по прочности (подбор напрягаемой арматуры) и трещеностойкости (проверка по образованию и раскрытию трещин).
Из таблицы 9 следует, что наибольшее растягивающее усилие действует во второй панели нижнего пояса (N = 632,1 кН).
Требуемая площадь сечения напрягаемой арматуры определяем как для центрально-растянутого элемента:
A sp
= N/(γ s
6
∙R s
) = (632.1)/(1,15∙1080*100) = 4.9 cм 2
,
Принимаем 10Ø9 K-7 (А sp
= 5.1 cм 2
). В нижнем поясе конструктивно предусматриваем 4Ø10 А-III (А s
= 3.14 cм 2
).
Коэффициент армирования нижнего пояса:
µ = (A sp
+ A s
)/b∙h = (4.9+3.14)/28*20 = 0,014 или 1,4%.
Для оценки трещеностойкости предварительно напряженного нижнего пояса фермы необходимо вначале определить потери предварительного напряжения.
При механическом способе натяжение допустимое отклонение р величины предварительного напряжения σ sp
принимаем p = 0,05∙σ sp
, тогда σ sp
+ p =σ sp
+ 0,05∙σ sp
≤ R s
,
ser
и σ sp
= 1295/1,05 = 1233 МПа< R s
,
ser
=1295 МПа. Принимаем σ sp
= 1200 МПа.
Коэффициент точности натяжения арматуры
Площадь приведенного нижнего пояса:
A red
= A + α 1
∙A sp
+ α 2
∙A s
= 28∙20 + 5,1∙5.54 + 3,14∙6.15 = 607.6 cм 2
,
где α 1
= E sp
/E b
= 180000/32500 = 5,5;
α 2
= E s
/E b
= 200000/32500 = 6,15,
1. От релаксаций напряжений в арматуре
σ 1
= (0,22∙σ sp
/R s
,
ser
– 0,1)∙σ sp
= (0,22∙1200/1295 – 0,1)∙1200 = 124.6 МПа.
2. От разности температур (Δt = 65ºС): σ 2
= 1,25∙Δt = 1,25∙65 = 81,25 МПа.
3. От деформации анкеров у натяжных устройств
σ 3
= Δl∙E sp
/l = 0.26∙180000/1900 = 18,7 МПа,
где Δl = 1,25 + 0,15∙d = 1,25 + 0,15∙9 = 2.6 мм – смещение арматуры в инвентарных зажимах; l = 19000 мм – длина натягиваемой арматуры d =9 мм – диаметр арматуры.
4. От быстро натекающей ползучести. Усилия обжатия с учетом потерь по позициям 1,2,3.
P 0
= A sp
∙(σ sp
– σ 1
– σ 2
– σ 3
) = 510∙(1200 – 124.6 – 81,25 – 18,7) = 497.5 кН.
Сжимающее усилие в бетоне от действия этого усилия
σ bp
= P 0
/A red
= 497482/607.6 = 8,19 МПа < R bp
= 28 МПа.
Коэффициент α = 0,25 + 0,025∙R bp
= 0,25 + 0,025∙28 = 0,95 > 0,85,
При σ bp
/R bp
= 8,18/28 = 0,296 < 0,75 потери от быстро натекающей ползучести по формуле:
σ 6
= 40σ bp
/R bp
= 40*0.85*0.296=10.0 МПа.
σ los
1
= σ 1
+ σ 2
+ σ 3
+ σ 6
= 124.6+81.25+18.72+10=234.6 МПа.
1. Осадка бетона класса В40 - σ 8
= 40 МПа.
2. От ползучести. Усилие обжатия с учетом первых потерь
Р 1
= 510∙(1200 – 234.6) = 492.354 MН;
σ bp
/R bp
= 8,1/28 = 0,29 < α = 0,75 потери от ползучести
σ 9
= 0,85∙150∙σ bp
/R bp
= 0,85∙150∙0,29 = 36,9 МПа.
σ los
= σ los
1
+ σ los
1
= 234.6 + 76,9 = 290 МПа, что больше 100 МПа.
Усилие обжатия с учетом полных потерь и наличия ненапрягаемой арматуры:
Р 2
= γ sp
(σ sp
– σ los
)∙A sp
– (σ 6
+ σ 8
+ σ 9
)∙A s
= 0.9∙(1200 – 311.5)∙5.1 – (10 + 40 + 36.9)∙3.14 = 380.5 кН;
Усилие трещенообразования определяем при γ sp
= 0,9 и вводим коэффициент 0,85, учитывающий снижение трещеностойкости нижнего пояса в следствие влияния изгибающих моментов, возникающих в узлах фермы:
N crc
= 0,85[R bt
,
ser
∙(A + 2α 2
∙A s
) + P 2
] = 0,85∙[0.21∙(56 + 2∙5,1∙5.54) +380.5]=
Так как N crc
= 381.5 кН < N = 454.6 кН, в нижнем поясе образуются трещины и необходимо выполнить расчет по раскрытию трещин.
Приращение напряжений в растянутой арматуре:
σ s
= (N n
– P 2
)/A sp
= (454.6 – 380.5)/5.1 = 145 МПа.
a crc1
= 1,15∙δ∙φ l
∙η∙σ s
/E sp
∙20∙(3,5 - 100µ)∙ 3
√d = 1,15∙1,2∙1,0∙1,2∙97/180000∙20х
Непродолжительная ширина раскрытия трещин от действия полной нагрузки
a crc
= a crc
1
= 0,09 < [a crc
1
] = 0,15.
Тогда a crc
= a crc
1
- a crc
1
/
+ a crc
2
=0,09<0.15
Наибольшее сжимающие усилие, действующее в четвертой панели верхнего пояса. равно N = 632.1 кН.
Так как расчетный эксцентриситет продольной силы е 0
= 0, верхний пояс рассчитываем с учетом только случайного эксцентриситета е а
, равного наибольшему из следующих значений:
где l = 3010 – расстояние между узлами верхнего пояса;
окончательно принимаем е 0
= е а
= 10 мм.
Расчетные длины верхнего пояса при е 0
= 10 мм < 0,125h = 0,125∙200 = 25 мм:
l 0
= 0,9∙l = 0,9∙301 = 270 см; l 0
/h = 270/20 = 13,5>4;
φ l
= 1+β(M iL
/M)=1+1*53,2/38=1.87
M iL
=M L
+N L
(h 0
-a)/2=0+632,1*0.12/2=38
δ е
= е 0
/h = 0,01/0,2 = 0,05 > δ e,min
= 0,5 – 0,01l 0
/h – 0,01R b
= 0,167
Задаемся в первом приближении коэффициентом армирования μ = 0,024.
Коэффициент увеличения начального эксцентриситета
Расчетный эксцентриситет продольной силы
е = η·е 0
+ 0,5·h – а = 1,42*1 + 0,5·20 – 4 = 7,42cм.
Определим требуемую площадь сечения симметричной арматуры по формулам:
1. ξ R
= ω/(1 + (R s
/σ sc
,
u
)·(1 – ω/1,1)) = 0,6916/(1+(365/400)(1– 0,6916/1,1) = 0,485,
где ω = 0,85 – 0,008R b
= 0, 85 – 0,008∙0,9∙22 = 0,6916;
2. α n
= N/(R b
bh 0
) = 632,1∙10 3
/0,9*22*100*28*16 = 0,7.
3. α s
= α n
(e/h 0
-1+ α n
/2)/(1-δ) = 0.7(7,42/16-1+0.7/2)/(1-0.25)<0
При α s
<0 требуемая площадь сечения симметричной арматуры принимается конструктивно
Окончательно принимаем в подкрановой части колонны у граней, перпендикулярных плоскости изгиба по 4Ø16 АIII (A s
= A s
` = 8,04 см 2
).
Поперечное сечение раскоса 140х140 мм. Расчетное усилие N = 62,8 кН.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры
A s
= N/R s
= 62,8∙10 3
/0,95*1080*100 = 1,2 см 2

Принимаем 4Ø9 К-7 (A s
= 2,04см 2
).
Проверяем продолжительную ширину раскрытия трещин при действии N с учетом влияния жесткости узлов.
N crc
= 0,85[R bt
,
ser
∙(A + 2α 2
∙A s
) + P 2
] = 0,85∙[0.21∙(56 + 2∙2,04∙5.54) +132,7]= 125,9 кН.
Р 2
= γ sp
(σ sp
– σ los
)∙A sp
– (σ 6
+ σ 8
+ σ 9
)∙A s
= 0.9∙(1200 – 311.5)∙2,04 – (10 + 40 +36.9)∙0 = 132,7 кН;
Так как N crc
= 125,9 кН > N = 62.8 кН, в нижнем поясе трещины не образуются, и поэтому выполнять расчет по раскрытию трещин не требуется.
Вследствии того, что значения усилий в стержнях (раскосах и стойках) различаются незначительно принимаем их одного размера и с одинаковой арматурой. Арматура для стоек – конструктивных соображений принимается 4Ø12 А – III.
1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. М., 1989.
2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М.,1985.
3. Заикин А.И. Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий. (Примеры расчета). М., 2002.
4. Байков В.Н. Железобетонные конструкции. М., 1991.
5. Улицкий И.И. Железобетонные конструкции. Киев, 1959.
6. Линович Л.Е. Расчет и конструирование частей гражданских зданий. Киев, 1972.

Название: Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа
Добавлен 05:28:21 17 декабря 2009 Похожие работы
Просмотров: 4576
Комментариев: 16
Оценило: 3 человек
Средний балл: 5
Оценка: неизвестно   Скачать

Максимальные усилия элементов расчетной схемы, kН, м

Усилия и напряжения элементов, kН, м

Основные сочетания нагрузок с учетом крановых и ветровой
Максимальные усилия элементов расчетной схемы, kН, м

Усилия и напряжения элементов, kН, м

Срочная помощь учащимся в написании различных работ. Бесплатные корректировки! Круглосуточная поддержка! Узнай стоимость твоей работы на сайте 64362.ru
Привет студентам) если возникают трудности с любой работой (от реферата и контрольных до диплома), можете обратиться на FAST-REFERAT.RU , я там обычно заказываю, все качественно и в срок) в любом случае попробуйте, за спрос денег не берут)
Да, но только в случае крайней необходимости.

Курсовая работа: Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания
Контрольная работа: Генерирование коррелированных случайных процессов в среде LabVIEW
Контрольная работа по теме Проектирование 62-квартирного жилого дома
Мини Мини Мини Сочинение Про Землю
Курсовая работа по теме Опыт работы психологов по применению в работе компетенций
Лекция по теме Патология
Реферат: Афганистан в конце XX в
Курсовая работа по теме Локальные вычислительные сети. Топология ЛВС
Практические Работы По Географии По Домогацкому
Реферат: Нормы современного русского языка
Реферат Введение По Менеджменту
Курсовая работа по теме Мотивация персонала на предприятии
Курсовая Работа На Тему Состояние И Прогнозирование Рождаемости Населения Российской Федерации
Реферат: Рынок ценных бумаг и финансовые риски
Лабораторная Работа 3 Биология 5
Небольшое Сочинение На Тему Золотая Осень
Дипломная работа: Ответственность за вред причиненный незаконными действиями органами дознания, прокуратуры, суда
Маша Написала Сочинение Место Где Я Живу
Финансирование Курсовая Работа
Дипломная работа по теме Формирование имиджа современной организации, на примере фирмы 'Diesel'
Реферат по теме Облік зносу та амортизації основних засобів
Сочинение: Тема любви в романе Булгакова Мастер и Маргарита
Реферат: Предложение и спрос на деньги
Статья: Системный подход к построению основных терминов и понятий образования