Банк рефератов содержит более 364 тысяч рефератов, курсовых и дипломных работ, шпаргалок и докладов по различным дисциплинам: истории, психологии, экономике, менеджменту, философии, праву, экологии. А также изложения, сочинения по литературе, отчеты по практике, топики по английскому.
Полнотекстовый поиск
Всего работ:
364150
Теги названий
Разделы
Авиация и космонавтика (304)
Административное право (123)
Арбитражный процесс (23)
Архитектура (113)
Астрология (4)
Астрономия (4814)
Банковское дело (5227)
Безопасность жизнедеятельности (2616)
Биографии (3423)
Биология (4214)
Биология и химия (1518)
Биржевое дело (68)
Ботаника и сельское хоз-во (2836)
Бухгалтерский учет и аудит (8269)
Валютные отношения (50)
Ветеринария (50)
Военная кафедра (762)
ГДЗ (2)
География (5275)
Геодезия (30)
Геология (1222)
Геополитика (43)
Государство и право (20403)
Гражданское право и процесс (465)
Делопроизводство (19)
Деньги и кредит (108)
ЕГЭ (173)
Естествознание (96)
Журналистика (899)
ЗНО (54)
Зоология (34)
Издательское дело и полиграфия (476)
Инвестиции (106)
Иностранный язык (62792)
Информатика (3562)
Информатика, программирование (6444)
Исторические личности (2165)
История (21320)
История техники (766)
Кибернетика (64)
Коммуникации и связь (3145)
Компьютерные науки (60)
Косметология (17)
Краеведение и этнография (588)
Краткое содержание произведений (1000)
Криминалистика (106)
Криминология (48)
Криптология (3)
Кулинария (1167)
Культура и искусство (8485)
Культурология (537)
Литература : зарубежная (2044)
Литература и русский язык (11657)
Логика (532)
Логистика (21)
Маркетинг (7985)
Математика (3721)
Медицина, здоровье (10549)
Медицинские науки (88)
Международное публичное право (58)
Международное частное право (36)
Международные отношения (2257)
Менеджмент (12491)
Металлургия (91)
Москвоведение (797)
Музыка (1338)
Муниципальное право (24)
Налоги, налогообложение (214)
Наука и техника (1141)
Начертательная геометрия (3)
Оккультизм и уфология (8)
Остальные рефераты (21697)
Педагогика (7850)
Политология (3801)
Право (682)
Право, юриспруденция (2881)
Предпринимательство (475)
Прикладные науки (1)
Промышленность, производство (7100)
Психология (8694)
психология, педагогика (4121)
Радиоэлектроника (443)
Реклама (952)
Религия и мифология (2967)
Риторика (23)
Сексология (748)
Социология (4876)
Статистика (95)
Страхование (107)
Строительные науки (7)
Строительство (2004)
Схемотехника (15)
Таможенная система (663)
Теория государства и права (240)
Теория организации (39)
Теплотехника (25)
Технология (624)
Товароведение (16)
Транспорт (2652)
Трудовое право (136)
Туризм (90)
Уголовное право и процесс (406)
Управление (95)
Управленческие науки (24)
Физика (3463)
Физкультура и спорт (4482)
Философия (7216)
Финансовые науки (4592)
Финансы (5386)
Фотография (3)
Химия (2244)
Хозяйственное право (23)
Цифровые устройства (29)
Экологическое право (35)
Экология (4517)
Экономика (20645)
Экономико-математическое моделирование (666)
Экономическая география (119)
Экономическая теория (2573)
Этика (889)
Юриспруденция (288)
Языковедение (148)
Языкознание, филология (1140)

Курсовая работа: Одноэтажное промышленное здание

Название: Одноэтажное промышленное здание
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа Добавлен 08:21:55 29 августа 2010 Похожие работы
Просмотров: 2928 Комментариев: 2 Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать

Пояснительная записка

к курсовому проекту:

«Одноэтажное промышленное здание»


1.1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий. Находим высоту надкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м (по приложению XII) для шага колонн 6 м., а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 32/5 т Hk – 2,75 м (по приложению XV):

Высоту подкрановой части колонн определяем но заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента – 0,150 м.:

Н2 = 2,75 + 0,8 + 0,15 + 0,1 = 3,8 м => принимаем Н2 = 3,9 м

Н1 = 12 - 3,9 + 0,15 = 8,25 м.

Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно:

у = 3,9 - 0,8 - 0,15 = 2,95 м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями табл. 32 [2]. Результаты представлены в табл. 1.

Таблица 1. Расчетные длины колонн ( l 0 )

Часть

колонны

При расчёте в плоскости поперечной рамы

В перпендикулярном

направлении

При учёте нагрузок от крана Без учёта нагрузок от крана

Подкрановая

Н1 = 8,25 м.

1,5∙Н1 =1,5∙8,25=12,375 м 1,2∙(Н12 ) = 14,58 м. 0,8∙Н1 = 6,6 м.

Над крановая

Н2 = 3,9 м.

2∙Н2 =2∙3,9=7,8м 2,5∙Н2 = 9,75 м. 1,5∙Н2 = 5,85 м.

Согласно требованиям п. 5.3 [2], размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими, чтобы их гибкость l0 /r(l0 /h)в любом направлении, как правило, не превышала 120 (35). Следовательно, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14,58/35 = 0,417 м, а над крановой – 9,75/35 = 0,279 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью более 30 т принимаем поперечные сечения колонн в над крановой части 400×600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400×800 мм, и для средней – 400×600 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах:

(1/10...1/14)Н1 = (1/10...1/14)8,25 = 0,825...0,589 м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 5, а для колонн среднего ряда по оси Б – 9.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной раскосной фермы типа ФС-18 из тяжелого бетона. По приложению VI назначаем марку конструкции 2ФС-18, с номером типа опалубочной формы 2, с максимальной высотой в середине пролета равной; hферм = 2.45 + 0.18/2 +0.2/2 = 2.64 м., и объемом бетона 2,42 м3 .

По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3×6 м (номер типа опалубочной формы 1 высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 65,5 мм).

Толщина кровли (по заданию тип 5), согласно приложению XIII, составляет 140 мм. По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис. 1.

Рис.1. Фрагмент плана одноэтажного трехпролётного промышленного здания и поперечный разрез.

Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму: постоянные нагрузки, распределенные по поверхности от веса конструкции покрытия заданного типа (рис. 2) приведены в табл. 2.

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

Элемент совмещённого покрытия

Нормативная нагрузка

[кН/м2 ]

Коэффициент γс
Расчётная нагрузка
[кН/м2 ]
Кровля:
Слой гравия, втопленного в битум 0,16 1,3 0,208
Трехслойный рубероидный ковёр 0,09 1,3 0,117
Цементная стяжка (δ = 25 мм) 0,27 1,3 0,351
Ячеистый бетон 0,03 1,3 0,39
Пароизоляция (рубероид 1 слой, 0,03 мм.) 0,03 1,3 0,039
Ребристые плиты покрытия размером 3х6 м с учётом заливки швов (δ = 65,5 мм, ρ = 25 кН/м³) 1,75 1,1 1,925
ФС-18 (Vб =2,42 м3 , пролёт 18 м, шаг колонн 6 м, бетон тяжелый) 0,6534 1,1 0,7187
Итого 3,748

С учетом коэффициента надежности по назначению зданияγn = 1 (класс ответственности I) и шага колонн в продольном направлении 6 м, расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна:

G = 3,748·1·6=22,4922 кН/м.

Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из бетона на пористом заполнителе марки D800 при толщине 200 мм составит 8,8·0,2 = 1,76 кН/м2 , где ρ= 8,8 кН/м3 – плотность бетона на пористом заполнителе, определяемая согласно п. 2.13 [3].

Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления в соответствии с приложением XIV равна 0,5 кН/м2 .

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов производственного здания:

на участке между отметками 11,4 и 13,8 м G 1 = 27,8784 кН;

на участке между отметками 7,8 и 11,4м G 2 = 21,5892 кН

на участке между отметками 0,0 и 7,8 м G 3 = 35,7192 кН;

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона (ρ = 25 кН/м3 ):

Колонна по оси А, подкрановая часть с консолью:

G 41 = (0,8·8,25+0,5·0,6+0,52 / 2)·0,4·25·1,1·1 = 77,275 кН;

Над крановая часть:

G 42 = 0,4·0,6·3,9·25·1,1·1 = 25,74кН;

итого

G 4 = G 41 +G 42 = 103,015 кН.

Колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями:

G 51 = (0,8·8,25+2·0,6·0,65+0,652 )·0,4·25·1,1·1 = 94,9025 кН;

над крановая часть:

G 52 = 0,6·0,4·3,9·25·1,1·1= 25,74 кН;

итого

G 5 = G51 +G52 = 120,6425 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна: G 6 =(35+1,5·6) ·1,1·1 = 48,4 кН

Временные нагрузки: снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания. Для заданного района строительства

(г. Братск) по [7] определяем нормативное значение снегового покрова so = 1 кПа (район III) и соответственное полное нормативное значение снеговой нагрузки s = so ·μ = 1·1 = 1,0 кПа (при определении коэффициента μ не следует учитывать возможность снижения снеговой нагрузки с учетом скорости ветра). Коэффициент надежности для снеговой нагрузки γ f = 1,4. Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом класса ответственности здания соответственно будет равна Psn = 1·1,4·6·1= 8,4 кН/м. Длительно действующая часть снеговой нагрузки согласно п. 1.7 [7] составит Psn , l = Psn ·k= 0,3·8,4 = 2,52 кН/м.

Крановые нагрузки: по приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 32 т : ширина крана Вк = 6,3 м; база крана Ак = 5,1 м; нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Рм a х,п = 235 кН; масса тележки GT = 8,7 т; общая масса крана G к = 28,0 т;

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):

Рм in ,п = 0,5(Q + Q к ) – Рм a х,п = 0,5(313,9 + 28·9,81) – 235 = 59,3 кН.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:

Тп = 0,5·0,05(Q + Q т ) = 0,5·0,05(313,9 + 8,7·9,81) = 9,98 кН.

Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке yf = 1,1 согласно п. 4.8 [7].

Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис.3) без учета коэффициента сочетания Ψ:

Рис. 3 Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в не выгодное положение.

максимальное давление на колонну

D м a х = Рм a х,п ·γ f ·Σ у ·γ n = 235·1,1·1,95·1=504,075 кН, где Σ у

сумма ординат линии влияния,

Σ у = 1+0,8+0,15 = 1,95;

минимальное давление на колонну

Dmin = Р min ,п ·γ f ·Σ у ·γ n = 59,3·1,1·1,95·1=127,1985 кН.

тормозная поперечная нагрузка на колонку

Т = Тп ·γ f ·Σ у ·γ n = 9,98·1,1·1,95·1 = 21,4071 кН.

Ветровая нагрузка: Пенза расположена в II ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 6.4 [7] нормативное значение ветрового давления равно w 0 =0,3 кПа. Для заданного типа местности В с учетом коэффициента k (см. табл 6 [7]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания:

на высоте до 5 м wn 1 = 0,5·0,3 = 0,15 кПа;

на высоте 10 м wn 2 = 0,65·0,3 = 0,195 кПа;

на высоте 20 м wn 3 = 0,85·0,3 = 0,255 кПа.

Согласно рис. 4, вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и покрытия:

на отметке 13,2м wn 4 =0,195+[(0,255–0,195)/(20–10)](12–10)=0,207 кПа;

на отметке 15,3м wn 5 = 0,195 + [(0,255 – 0,195)/(20 – 10)](15,08 – 10) = 0,225 кПа.Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 6 м:

кПа

Рис. 4 К определению эквивалентного нормативного значения ветрового давления.

Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим по прил. 4 [7] аэродинамические коэффициенты се = 0,8 и се3 = – 0,4; тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке, γ f = 1,4 и шага колонн 6 м получим:

расчетную равномерно распределенную нагрузку на колонну рамы с наветренной стороны w 1 = 0,177·0,8·1,4·6·1= 1,18944 кН/м;

то же, с подветренной стороны w 2 = 0,177·0,4·1,4·6·6 = 0,5947 кН/м;

расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12 м.:

·γf ··L·γn =

= (0,207+0,225)/2(15,8 – 12)·(0,8+0,4)·1,4·6·1 = 6,706 кН.

Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рис.5. При определении эксцентриситета опорных давлений стропильных конструкций следует принимать расстояния сил до разбивочных осей колонн в соответствии с их расчетными пролетами по приложениям VI – X.

Рис. 5 Расчетная схема поперечной рамы.

Проектирование стропильной конструкции.

Сегментная раскосная ферма:

Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета безраскосной фермы марки 2ФС24 для III снегового района.

Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона заданного класса В35, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 80% (уb2 = 1);

Rbn = Rb , ser = 25,5 МПа; Rb = 1·19,5= 19,5 МПа;

Rbt , n = Rbt , ser = 1,3 МПа; Еь = 31000 МПа;

Rbp = 20 МПа (см. табл. 2.3).

Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A-III, Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 200 000 МПа; поперечной класса А-I, Rsw = 175 МПа; Es = 210 000 Мпа.

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса A-V:

Rsn = Rs , ser = 785 МПа; Rs = 680 МПа; Es = 190 000 МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы Sp = 700 МПа. Способ натяжения арматуры – механический на упоры.

Так как σsp +р = 700+35=735МПа<Rs,ser =785 МПа и σsp – р = 700–35=665>0,3·Rs,ser =235,5 МПа, то требования условия (1) [2] удовлетворяются.

Расчет элементов нижнего пояса фермы. Согласно эпюрам усилий N и М, наиболее неблагоприятное сочетание усилий имеем в сечении номер 10 при N= 480,44 кН и М = 1,78 кН·м.

Поскольку в предельном состоянии влияние изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры, то расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения.

Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле (137) [4], принимая η=1,15: As , tot = N/(η·Rs ) = 480,44·103 /1,15·680= 614,974 мм2 .

Принимаем 4 ø 16 A-V(Asp = Asp ¢ =804 мм2 ).

Определим усилия для расчета трещиностойкости нижнего пояса фермы путем деления значений усилий от расчетных нагрузок на вычисленный ЭВМ средний коэффициент надежности по нагрузке γfm = 1,206. Для сечения 10 получим усилия от действия полной (постоянной и снеговой) нагрузки:

N= N¯ / γfm = 480,44/1,206 = 398,3748 кН;

М= M¯ / γfm = 1,78/1,206 = 1,476 кН·м;

то же, от длительной (постоянной) нагрузки:

Nl = [Ng + (N¯ – Ng )kl ] / γfm = [346,35+(480,44–346,35)0,3] /1,206 = 320,5448 кН;

Мl =[Мg + (М ¯ – Мg )kl ] / γfm = 1,8574 кН·м.

Согласно табл. 1, б [4] нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин до 0,3 мм и продолжительное шириной до 0,2 мм.

Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по формулам (11)–(13) [4] и (168)—(175) [5].

Площадь приведенного сечения:

Ared =A+α·Asp,tot = 250·200+6,129·804 = 54927 мм2

гдеα = Es /Eb = 190 000/31000 = 6,129

Момент инерции приведенного сечения

Ired =I+∑α·Asp· y2 sp = 250·2003 /12+6,129·402·552 +6,129·402·552 =1,8157·108 мм4

где уsp = h/2 — ар = 250/2 – 60 = 55мм.

Момент сопротивления приведенного сечения:

Wred = Ired /y0 = 1,8157·108 /100 =1,8157 · 106 мм3 , где у0 = h/2 = 250/2 = 125 мм.

Упругопластический момент сопротивления сечения:

Wpl = γ·Wred = 1,75·1,8175·106 = 3,1775 ·106 мм3 , где v = 1,75

принят по табл. 38 [5].

Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1– 6 табл. 5 [2] для механического способа натяжения арматуры на упоры.

Потери от релаксации напряжений в арматуре σ1 = 0,1·σs р –20 = 0,1·700–20 = 50 МПа,

Потери от температурного перепада σ2 = 1,25·Δt = 1,25·65 =81,25 МПа.

Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств

σ3 = (Δℓ/ℓ)Es = =(3,65/19 000)190 000 = 36,5 МПа, где Δℓ = 1,25 + 0,15d = 1,25 + 0,15-16 = 3,65 мм и ℓ = 18 + 1 = 19 м = 19 000 мм.

Потери σ4 – σ6 равны нулю.

Напряжения в арматуре с учетом потерь по поз. 1 – 6 и соответственно усилие обжатия будут равны:

σs р1 = σs р – σ1 – σ2 – σ3 = 700–50–81,25–36,5 = 532,25 МПа;

P1 = σsр1 ·Аsр,tot = 532,25·804= 427,929 • 103 Н = 427,929 кН.

Определим потери от быстро натекающей ползучести бетона:

σbp =PI /Are d = 427,929·103 /54927 = 7,7909 МПа;

α= 0,25+0,025·R = 0,25 + 0,025·20 = 0,75<0,8,

принимаем α=0,75;

поскольку

σbp /Rbp = 7.7909/20 = 0,389<α, то σ6 = 0,85·40· σbp /Rbp = 0,85·40·0.389 = 13.244 МПа.

Таким образом, первые потери и соответствующие напряжения в напрягаемой арматуре будут, равны;

σlosl = σ1 + σ2 + σ3 + σ6 = 180.9945 МПа; σspl = σsp - σlosl = 700–180.9945 = 519.0055 МПа.

Усилие обжатия с учетом первых потерь и соответствующие напряжения в бетоне составят:


Рl = σsр1 ·Аsр,tot = 519.0055·804=417.28·103 Н = 417.28 кН; σbp =PI /Are d = 417,28·103 /54927 = 7,597 МПа.

Поскольку

σbp /Rbp = 7,597/20=0,3798<0,95,

то требования табл. 7 [2] удовлетворяются.

Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9 табл. 5 [2].

Потери от усадки бетона σ8 = 35 МПа.

Потери от ползучести бетона при σbp /Rbp = 0,318< 0,75 будут равны:

σ9 = 150 • 0,85· σbp /Rbp = 150·0,85·0,3798 = 48,4308 МПа.

Таким образом, вторые потери составят

σl os 2 = σ8 + σ9 = 35+48,4308=83,4308 МПа,

а полные будут равны:

σl os = σl os 1 + σl os 2 = 180,9945+83,4308=264,4253 МПа>100 МПа.

Вычислим напряжения в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь и соответствующее усилие обжатия:

σsp 2 = σsp – σl os = 700–264,4253=435,5747 МПа;

Р2 = σsр2 ·Аsр,tot = 435,5747·804=350,202·103 Н = 350,202 кН.

Проверку образования трещин выполняем по формулам п. 4.5 [2] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин.

Определим расстояние r от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от максимально растянутой внешней нагрузкой грани сечения. Поскольку N=398,3748 кН > Р2 = 350,202 кН, то величину г вычисляем по формуле:

r = Wpl /[A + 2 α ·(Asp + A'sp )] = 3,1775·106 /[250·200+2·6,129·(804)] = 53,0862 мм

Тогда Мrp2ор2 +г) = 350,202·103 ·(0+53,0862) = 18,5909·106 Н·мм = 18,5909 кН·м; соответственно Мcrc = Rbtser Wpl + Мrp = 1,95·3,1775·106 + 18,5909·106 =59,2823·106 Н·мм =59,2823 кН·м.

Момент внешней продольной силы Mr = N(ео + г) = 22,6242 кН·м,

Поскольку Мcrc = 59,2823 кН·м >Mr = 22,6242 кН·м, то трещины не образуются и расчет по раскрытию трещин не требуется.

Расчет элементов верхнего пояса фермы. В соответствии с эпюрами усилий N и М,

наиболее опасным в верхнем поясе фермы будет сечение 2 с максимальным значением продольной силы. Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок:

N = 492,69 кН; М =2,53 кН·м; NL = 355,18 кН; МL = 1,82 кН·м.

Расчетная длина в плоскости фермы, согласно табл. 33 [2], при эксцентриситете

е0 = M/N = 3,7050 мм <h/8 = 22,5 мм будет равна ℓ0 = 0,9·ℓ= 0,9·3,224 = 2,9016 м.

Находим случайный эксцентриситет еа >h/30 = 180/30 = 6 мм; еа ≥ 10 мм; принимаем еа = 10 мм.

Так как ℓ0 = 2,9016< 20h= 3.6, то расчет прочности ведем как для сжатого элемента.

Тогда требуемая площадь сечения симметричной арматуры будет равна:

Принимаем конструктивно 4Ø10 A-III, (As =A's =314мм2 ).

При этом μ =(As +A's )/(b·h)=2·226/(300·300)=0,5 > 0,2% (при ℓ0 /h > 10).

Попречную арматуру конструируем в соответствии с требованиями п.5.22[2] из арматуры класса Вр-I диаметром 4 мм, устанавливаемую с шагом s=200 мм, что не менее 20d=20·12=240 мм и не более 500 мм.

Расчет элементов решетки фермы. К элементам решетки относятся стойки и раскосы фермы, имеющие все одинаковые размеры поперечного сечения b=150 мм, h=120 мм для фермы марки 2ФС18.

Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах решетки определяются из таблицы результатов статического расчета фермы с учетом четырех возможных схем нагружения снеговой нагрузкой.

Раскос 13-14, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=39,2 кН. Продольная ненапрягаемая арматура класса А-III, Rs =Rsc =365 Мпа. Требуемая площадь сечения рабочей арматуры по условию прочности составит Аs = N/Rs =39,2·103 /365=107,3972кН. Принимаем 4Ø 8 А-III (Аs =201 мм2 ).

Аналогично конструктивно армируем остальные сжатые элементы решетки, т.к. усилия в них меньше, чем в раскосе 13-14.

Стойка 11-12, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=-15,35 кН, Nl =-8.7 кН. Расчетная длинна l0 =0,8·h=1,76·2,2=1,76 м.Так как l0 /h=1,76/0,12=14,6667<20, то прогибов не образуется и η=1.

Принимаем симметричное армирование 4Ø 10 А-III (Аs =314 мм2 ).

Расчет и конструирование опорного узла фермы.

Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [10]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели N = 438,16 кН, а опорная реакция Q = Q мах = 225,73кН.

Необходимую длину зоны передачи напряжений для продольной рабочей Ø 16 мм класса А–III находим по требованиям п. 2.29 [2]:

l p = (ωp ·σsp ·Rb tp )d = (0,25·700/20 + 10)16 = 300 мм, где σsp = 700 МПа

(большее из значений Rs и σsp ), a ωр =0,25 и λр = 10 (см. табл. 28 [2]).

Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению ABC, состоящему из участка АВ c наклоном под углом 45° к горизонтали и участка ВС с наклоном под углом 27,6 ° к горизонтали (см. приложение VIII).

Координаты точки В будут равны: у = 105 мм, х = 300 + 105 = 405 мм.

Ряды напрягаемой арматуры, считая снизу, пересекают линию ABC при у, равном: для 1-го ряда – 60 мм, 1 Х = 300 + 40 = 345 мм; для 2-го ряда — 300 мм (пересечение с линией ВС), 1 Х = 455 мм. Соответственно значения коэффициента γsp = l x /l p (см. табл. 24 [2]) для рядов напрягаемой арматуры составят:

для 1-го ряда — 345/300 = 1,15; для 2-го ряда — 455/300 = 1,5167.

Усилие, воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении ABC:

Nsp = Rs ·∑γspi ·Aspi = 680(1,15 · 402 + 1,5167 · 402) = 728,9691·103 H = 728,9691 кН.

Из формулы (1) [10] находим усилие, которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях:

Ns =N–Nsp =438,16–728,9691= –290,8091 кН.

Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры заданного класса принимаем конструктивно 4 Ø 10 A-III, As = 314 мм2 (Rs = 365 МПа), что более Аsmin =0,15·N/Rs = 0,15·438,16·103 /365 = 180,0657 мм2 .

Напрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте: 1-й ряд – у = 85 мм, пересечение с линией АВ при х = 385 мм, l х = 385 — 20 = 365 мм; 2-й ряд – у = 115 мм, пересечение с линией ВС, при х = 429 мм, 1x = 409 мм.

В соответствии с п. 5.14 [2] определяем требуемую длину анке-ровки ненапрягаемой продольной арматуры в сжатом от опорной реакции бетоне. По табл. 37 [2] находим: ωаn = 0,5; ∆λan = 8; λan = 12 и l an,min =200мм.

По формуле (186) [2] получим:

l an = (ωan ·Rs /Rb +∆λan )·d=(0,5-365/19,5+8)10=173,5897мм >λan · d = 12·10 = 120 мм

и > lan ,min =200 мм. Принимаем l an = 200 мм. Тогда значение коэффициента условий работы ненапрягаемой арматуры γs 5 = lx / ly при l x > l an будет равно γs 5 =1.

Следовательно, усилие, воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой, составит. Ns =Rs ·∑γs5i ·Aspi =365(1·157+1·157)=114,61·103 Н=114,61 кН, т. е. принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание.

Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ, поперечная арматура не требуется и устанавливается конструктивно.

Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A-I с рекомендуемым шагом s = 100 мм.

Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п. 6.2 [10]: As = 0,0005A=0,0005-250-780= 97,5мм2 . Принимаем 2 Ø 10 A-III, As = 157мм2 .


1.3 Оптимизация стропильной конструкции

Методические указания. Программная система АОС-ЖБК [11] позволяет выполнить оптимизацию проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости стали и бетона, при этом за единицу автоматически принимается относительная стоимость рассчитанного студентом варианта по индивидуальному заданию.

Варьируемыми параметрами могут быть: тип стропильной конструкции и соответствующие типы опалубочных форм, классы бетона, классы ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.

1.4 Проектирование колонны:

Таблица 3. Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 3-3 колонны по оси Б.

Загружения и усилия Расчетное сочетание усилий (силы – в кН; моменты – в кН/м)
N Mmax N Mmin Nmax Mmax (Mmin ) Nmin Mmax (Mmin )
загруженния 1+(10+18)*0,85 1+(6+12)*0,7+14*0,85

1+2+(6+12)*0,7+

+14*0,85

1+(6+12)*0,7+14*0,85
1

У

С

И

Л

И

Я

N 248,89 248,89 324,49 248,89
M 47,0835 -97,289 -90,059 -90,059
N1 248,89 248,89 324,49 324,49
M1 11,29 11,29 18,52 18,52
Nsh 0 0 0 0
Msh 35,7935 -108,58 -108,58 -108,58
загруженния 1+(2+(10+18)*0,85+22)*1 1+((6+14)*0,85+23)*0,9 1+(2+(6+14)*0,85+23)*0,9 1+((6+14)*0,85+23)*0,9
2

У

С

И

Л

И

Я

N 316,93 248,89 316,93 248,89
M 52,4951 -94,09 -87,58 -94,09
N1 248,89 248,89 248,89 248,89
M1 11,29 11,29 11,29 11,29
Nsh 68,04 0 68,04 0
Msh 41,2051 -105,38 -98,87 -105,38

Размеры сечения надкрановой части колонны b=400 мм, h=600 мм. Назначаем для продольной арматуры а=а'=40 мм, тогда h0 =h–а=600–40=560 мм.

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и Мmin :

N = 248,89 кН, М = | Mmin | = 97,289 кН·м;

Nl = 248,89 кН, Мl = 11,29; Nsh = 0; Мsh = 108,58 кН·м.

Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия, то вычисляем коэффициент условий работы бетона γbl согласно п. 3.1 [3]. Для этого находим: момент от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок непродолжительного действия) относительно оси, проходящей через наиболее растянутый (или менее сжатый) стержень арматуры:

MI =(N – Ns h )(h0 - а')/2 + (М – Msh ) = (248,89-0) (0,56-0,04) / 2+ (97,289-108,581)= 53,42 кНм;

то же, от всех нагрузок

MII =N(h0 –а')/2+М= 248,89(0,56–0,04) / 2 + 97,289 = 162,0004 кНм.

Тогда при γb2 =0,9 получим γbl = 0,9МПI = 0,9·162 /53,42= 2,73>1,1.

Принимаем уы = 1,1 и Rb = 1,1·19,5 = 21,45 МПа.

Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l 0 = 12,375 м (см. табл.1). Так как l 0 /h=12,375/0,6=6,5>4, то расчет производим с учетом прогиба элемента, вычисляя Ncr по формуле (93) [3]. Для этого находим е0 = M/N=97,28·106 /(248,89·103 ) =390,89 мм > еа = h/30=600/30=20 мм; так как е0 /h= 390,9/700=0,55 > δe ,min =0,5–0,01·l 0 /h–0,01Rb =0,2205, принимаем δe =e 0 /h=0,55.

Поскольку изгибающие моменты от полной нагрузки и от постоянных и длительных нагрузок имеют разные знаки и е0 =390,89 мм>0,1h=70 мм, то принимаем φl =1.

С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования μ=0,004, тогда при а=Еsb =190 000/32 500=5,85 получим:

Коэффициент η будет равен: η= 1/(1–N/ Ncr )=l / (1–248,89/30745)=1,008.

Вычислим значение эксцентриситета с учетом прогиба элемента по формуле:

е=е0 η+(hо —а'}/2= 390,8· 1,008+ (560—40)/2=653,12 мм.

Необходимое продольное армирование определим согласно п. 3.62 [3]. По табл. 18 [3] находим ξR =0,519 и αR =0,384.

Вычислим значения коэффициентов:

αn =N/(Rb bh0 )=248,89·103 /(21,45 • 400 ×560)=0,0518;

αm1 =Ne /(R b h0 2 )=248,89·103 • 653/(21,45 • 400 • 5602 )= 0,0604;

б=а'/h0 = 40/560=0,0714.

Так как αn < ξR , значения A=A'S определяем по формуле

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A'S = 0,002bh0 =0,002·400·560=448 мм2 .

Тогда получим (A=(As +A's )/(M)=(448+448)/(400·600)=0,0044, что незначительно отличается от предварительно принятого μ=0,004, следовательно ,расчет можно не уточнять, а окончательно принять Ssn =As =448 мм2 .

Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (слева) для несимметричного армирования с учетом, что со стороны сжатой грани (справа) должно удовлетворяться условие A's ≥AS ,fact =Asn =448 мм2 (по предыдущему расчету). В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и Мmin .

Вычислим коэффициент γbl : , MI =(356,75–75,6)(0,56–0,04)/2+(17,22-6,18)= 62,1кНм; MII =356,75(0,56–0,04)/2+17,22= 110 кНм; γb2 =1 получим γbl = 0,9МПI =0,9·110/62,1= 1,6>1,1. Принимаем уы = 1,1 и Rb = 1,1·19,8 = 21,78 МПа. кН • м.

η=l/(l–356,75/4958,4)=1,08.

Вычисляем е0 = М / N=17,22·106 /(356,75·103 )=48,26 мм, тогда e=e0 η+(h0 -a')/2=48,26··1,08+(566—40)/2==312,1 мм.

Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно п. 3.66 [3].


Тогда получим:

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A'S = 0,002bh0 =0,002·400·560=448 мм2 .

Конструирование продольной и поперечной арматуры колонны с расчётом подкрановой консоли: анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2 ø 18 А-III (AS л =Asn =509 мм2 >448 мм2 ).

В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 4-4, 5-5, 6-6, для которого у левой грани принимаем продольную арматуру из 2ø20 А-III(AS л =Asn =628мм2 >608 мм2 ).

Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-I, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 мм (не более 20d=20·18=360 мм).

Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил.

Для над крановой части колонны имеем: N=324,49 кН; N,=248,89 кН; Nsh =0. Поскольку нет нагрузок непродолжительного действия, то расчетные сопротивления бетона принимаем с γb2 =1 (при заданной влажности 80 %). Размеры сечения: b=600мм, h=400 мм. Назначая а=а'=40 мм, получим h0 =h-а=400-40=360 мм.Расчетная длина над крановой части колонны l 0 =5,85 м (см. табл. 2.1). Так как /0 /h=5850/400=14,625>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Находим значение случайного эксцентриситета:

еа >h/30=400/30=13,33мм; еа >H2 /600=3900/600=6,5мм; еа >10мм. принимаем еа =13,33мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

М=N·еа =324,49·103 ·13,33=4,325·106 Нмм= 4,325 кНм;

Мl = Nl ·e а =248,89·103 ·13,33=3,12·106 Нмм=3,12 кНм.

Для определения Ncr вычисляем:

M1l =Nl ·( h 0 —а')/2+Мl =248,89(0,36-0,04)/2+3,12=43,07 кН·м;

Ml =N(h0 —a')/2+M=324,49(0,36-0,04)/2+4,325=56,2434 кНм;

φl =1+(1·43,07)/56,2434= 1.7658<2;

μ=(As +А's )/(bh)=(509+509)/(600·400)=0,00424;

так как ea /h=13,33/400=0,0333<δemin =0,5-0,01·14,625–0,01·19,5=0,158, принимаем δeemin =0,156.

Тогда:

е=еа η+(h0 —а')/2= 13,33 · l,0521+(360—40)/2= 174,0245 мм.

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(Rb b)=324,49·103 /(19,5-600)=27,73 мм. Так как x<ξR ·h0 =0,519·360=186,84 мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

Rb bx(h0 –0,5х)+Rsc ·A´s (h0 -а')=19,5·600·27,73(360–0,5·27,73) +280·509 (360-40) = =157,9·106 Н·мм =157,9 кНм > Ne= 324,42·0,174 = 56,47 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена

При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2 ø20 А-III (As =A's =628мм2 ). В этом случае имеем размеры сечения: h=700мм, a=400мм и расчетную длину l 0 =6,6 м (см. табл. 2.1). Так как l 0 /h=6600/400=16,5>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность, а расчетными усилиями в сечении 6 — 6 будут: N=851,25 кН; Nl =397,6 кН; Nsh =385,62 кН.

Находим значение случайного эксцентриситета: еа >h/30=400/30=13,33 мм; еа >H2 /700=7560/700=10.08 мм; еа >10 мм. Принимаем еа =13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

М=N·еа =922,6·103 ·13,33=12,29·106 Нмм= 12,29 кНм;

Мl =Nl ·e а =468,94 ·103 ·13,33=6,25·106 Нмм=6,25кНм.

Для определения Ncr вычисляем:

M1 l =Nl ·( h 0 -а')/2+Мl =468,94(0,36-0,04)/2+6,25=81,3кНм;

Ml =N(h0 -a’)/2+M=922,6(0,36-0,04)/2+12,29=160 кНм;

φl =1+(1·81,3)/160= 1,51<2;

μ=(As +А's )/(bh)=(509+509)/(800·400)=0,00477; так как

ea /h=13,33/400=0,0333<δemin =0,5-0,01·18.9–0,01·19,8=0,113, принимаем δeemin =0,113.

Тогда:

' .

е=еа η+(h0 —а')/2= 13,33·1,148+(360—40)/2= 175,3 мм.

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем

x=N/(Rb b)=922,6·103 /(19,8·800)=58,2мм.

Так как x<ξR ·h0 =0,582·360=209,5мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

Rb bx(h0 –0,5х)+Rsc ·A´s (h0 -а')=19,8·800·58,2(360-0,5·58,2) +365·763(360-40)=394,17·106 Нмм =394,17 кНм > Ne= 922,6·0,1753 = 161,7 кНм, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ψ=0,85, или Q= G6 +Dmax ψ= 48,4+504,1·0,85 = 476,89 кН (см. раздел 2.1).

Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3]. Поскольку 2,5Rbt ·b·h0 = 2,5·1,3·400·1060 = =1378·103 Н=1378 кН > Q= 476,89 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A-I, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм.

Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (208) [3]:

As =Ql 1 /(h0 Rs )=476,89·103 ·450/(1060·280)=723,3мм2 . Принимаем 3 ø 16 А-III (A5 =763мм2 ).

1.5 Проектирование монолитного внецентренно-нагруженного фундамента:

Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nn f и Mn f на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G3 =35,7192 кН (см. раздел 2.1), а для расчета основания Gn 3 = G3f = 35,7192/1,1 = 32,472 кН. Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е3 = 240/2+400 = 520мм = 0,52м.

Анализируя значения усилий в таблице находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий. В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:

Nf n = Nn + Gn 3 = 474,56+32,472 = 507,032 кН;

Мf nп + Q·hf +G3 n · е 3 = -225,61-29,36·2,4-32,47·0,52= -312,949 кН·м;

e 0 = | Мf n / Nf n | = 312,1/575,21 = 0,54 м.

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [1] для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 2:

м

м

м

где γm = 20 кН/м — средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на его обрезах; R= R0 = 0,3 МПа = 300 кПа - условное расчетное сопротивление грунта по индивидуальному заданию.

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента, а =2,7 м и b=2,1 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [9]:

R=R0 [1+k1 (b– b0 )/b0 ]+ k2 ·γm (d -d0 )=250·(1+0,125·(2,1-1)/1)+0,25·20(2,55-2)=287,125кПа,

где k1 = 0,125 и ki= 0,25 принято для песчаных грунтов по [9].

Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:

Nn inf = Nn + Gn 3 +a·b·d·γm ·γnn infп + Q·hf +G3 n · е 3 ; Pn л(п) = Nn inf /Af ±Мn inf /Af : где γm =1 - для класса ответственности здания I; Af = ab = 2,7·1,8 =5,67 м2 ;Wf = ba2 /6 = 1,8·2,72 /6=2,552 м3 .

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

Комбинация усилий от колонны Усилия Давление к.Па.
Мn inf Nn inf Pn л Pn п Pn m
Первая 943,522 46,95 148,005 184,807 166,406
Вторая 796,202 -312,949 263,077 17,771 140,424
Третья 1061,862 -212,378 270,514 104,041 187,277

Так как вычисленные значения давлений на грунт основания:

Рn mах =270,514кПа < l,2R = 1,2·287,125 = 344,55 кПа;

Pn min = 17,771 кПа > 0;

Pn m = 187,277 кПа < R = 287,125 кПа;

то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а = 2,7 м и b = 2,1 м.

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку . Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколенника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания.

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

Ninf = Nc + G3 = 851,25+35,7192 = 886,9692 кН;

Minf = Мc + G3 е3 + Qc ht = -142,63-35,7192·0,52-39,23·2,4 = -255,356 кНм.

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

ршах = 886,9692/5,67 + 255,356/2,5515 = 256,5127 кПа

рш in = 886,9692/5,67 - 255,356/2,5515 = 56,3512 кПа

Р 1 = р m ах – ( р m ах – pmin /a)·a1 = 256,5127 – (256,5127 – 56,3512)/2,7· 0,3 = 234,27258 кПа;

Р2 = 212,0324кПа;

Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 1, 2 2 и т.д. вычисляем по формуле:

М1-1 = b ·а i 2 ·(2·р m ах + pi )/6 = 2,1· 0,32 (2· 256,5127+234,2725)/6 = 23,539 кНм;

М 2-2 = 2,1· 0,62 (2· 256,5127+212,0324)/6 = 91,3572 кНм.

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

As,1-1 = Ml-1 /(Rs ·0,9·h01 ) =23,54·106 /(280·0,9·260) = 359,2643 мм2

As,2-2 = M2-2 /(Rs ·0,9·h02 ) = 91,3572·106 /(280·0,9·560) = 647,3724 мм2 ;

Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а =2,7 м равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b = 2,1 м будем иметь в сечении 2–2 9ø 10, А-III, As = 707 мм2 > 647,37 мм2 . Процент армирования будет равен μ s ·100/( b · h 04 ) = =647,37·100/(1800·560) = 0,06 % > μmin = 0,05 %.

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта рт = 270,053 кПа, соответственно получим:

М3–3 =pm ·a ·b1 2 /2 =156,43·2,7·0,32 /2 = 19,0062 кНм;

As ,3–3 = M 3–3 /( Rs ·0,9· h 0 ) = 19,0062·106 /(280·0,9·250) = 301,6857 мм2 .

По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 14ø10, А - III, с шагом 200мм.

Расчет продольной арматуры подколенника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4–4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5–5. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b = 650; h = 1500; bf = b ' f = 1200; hf = h ' f = 300; а = а´ = 50; h 0 = 1450. Вычислим усилия в сечении 4 4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом по следующим формулам:

N =Nc +G3 +ac ·bc ·dc ·γ·γm ·γп =545,75 + 35,7192+1,5·1,2·0,9·25·1,1·1 = 626,0192 кН

M =Mc +Qc ·dc +G3 ·е3 = 259,45 + 33,76·0,9 + 35,7192·0,52 = 308,408 кН*м.

Эксцентриситет продольной силы будет равен:

e0 =M/N=308,4082/626,0192 = 0,493м = 493 мм > еа = h /30 = 1500/30 = 50 мм.

Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры:

e = eо +(hо – a´ )/2 =493 + (1450 – 50)/2 = 1193мм.

Проверяем положение нулевой линии. Так как Rb ·b´f ·h´f = 11,5·1200·300 = 4140·103 Н = =4140 кН >N= 626,0192 кН, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = b'f = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3]. Вычисляем коэффициенты:

αn =N/(Rb ·b·h0 )=626,0192·103 /(11,5·1200·1450)=0,0313;

αm 1 = N·е/(Rb ·b·h0 2 ) = 626,0192·10³·1193/(11,5·1200·14502 ) = 0,0257;

δ = а'/h0 = 0,0345.

Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по следующей эмпирической формуле:

Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05 % площади подколонника: As = A ' s = 0,0005·1200·1500 = 900 мм2 . Принимаем As = A ' s = 1005 мм2 (5ø 16 А-III).

В сечении 5–5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.

Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий е0 = Mc / Nc = 259,45/545,75 = 0,4754 м. Поскольку е o = 0,4754 м > h с /6 = 0,8/6 = 0,1333 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как е o = 0,4754 м > hc /2 = 0,4 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6–6 вычисляем по формуле:

M 6–6 = Mc + Qc · dc – 0,7 · Nc ·е o = 259,45 + 33,67·0,9 – 545,75·0,4 = 71,534 кНм.

Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:

А s = М6–6 /(4· Rs · Σ zi ) = 71,534· 106 /[4· 225(850+750+550+350+150)] = 29,9932мм2 .

Принимаем As = 50,3 мм2 5ø8 A-III).

Список используемой литературы.

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.; Стройиздат, 1985.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.; ЦИТП, 1985.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). М.; ЦИТП, 1986.

4. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.1. М.; ЦИТП, 1986.

5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.2. М.; ЦИТП, 1986.

6. СНиП 2.03.01-84.Нагрузки и воздействия. М.; ЦИТП, 1987

7. СНиП 2.03.01-84.Основания зданий и сооружений/Госстрой СССР. М.;Стройиздат, 1985.

8. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование ЖБК одноэтажных промышленных зданий. Методические указания.

Оценить/Добавить комментарий
Имя
Оценка
Комментарии:
Где скачать еще рефератов? Здесь: letsdoit777.blogspot.com
Евгений07:16:26 19 марта 2016
Кто еще хочет зарабатывать от 9000 рублей в день "Чистых Денег"? Узнайте как: business1777.blogspot.com ! Cпециально для студентов!
15:46:54 25 ноября 2015

Работы, похожие на Курсовая работа: Одноэтажное промышленное здание
Проектирование четырехэтажной гостиницы в г. Краснодаре
Содержание Введение 1 Исходные данные 1.1 Место строительства 1.2 Расчетные данные 1.3 Геологические данные 1.4 Существующие подъездные пути 1.5 ...
Расчет арматуры проводился по расчетным сочетаниям усилий в соответствии со СHиП 2.01.07-85 "Hагрузки и воздействия" и СHиП II-7-81 "Строительство в сейсмических районах"
При действии на условный фундамент нагрузки равной -1034 кН, значение коэффициентов упругого основания составляет:
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: дипломная работа Просмотров: 3737 Комментариев: 3 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Торговый центр "Вега", город Пермь
Торговый центр "Вега", город Пермь Нижний Тагил 2010 1. Аналитический обзор В период существования СССР роль торговых центров выполняли, так ...
Плиту армируем сварными сетками из арматуры Вр500 и А400, балки армируем сварными каркасами из продольной арматуры А400 и поперечной арматуры А300.
Требуемая площадь поперечного сечения напрягаемой арматуры .
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: дипломная работа Просмотров: 2686 Комментариев: 1 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Капитальный и текущий ремонты зданий
Содержание 1. Исходные данные для проектирования 2. Сравнение и выбор варианта конструктивного решения 2.1 Исходные данные 2.2 Решение задачи 3 ...
Поперечная арматура у грани сечения 0.0 см2/м
В предварительно напряженных конструкциях, подлежащих расчету на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмического воздействия, усилия, определяемые из условий прочности сечений ...
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: дипломная работа Просмотров: 1800 Комментариев: 1 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Эксплуатационные скважины для освоения месторождений Западной Сибири
Содержание Реферат Введение 1. Общая и геологическая часть 1.1 Географо-экономическая характеристика района работ 1.2 Геологические условия 1.3 ...
Из полученных данных следует, что для бурения под эксплуатационную колонну осевая нагрузка на интервале 650 -1400 метров составит 70 кН.
динамические составляющие продольных и поперечных сил, изгибающего и крутящего моментов за счет различного рода колебаний колонны.
Раздел: Рефераты по геологии
Тип: дипломная работа Просмотров: 6301 Комментариев: 2 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Проектирование 9-этажного дома
ОГЛАВЛЕНИЕ Введение 1. Архитектурно-конструктивная часть 1.1 Исходные данные 1.2 Генеральный план 1.2.1 Благоустройство и озеленение 1.3 Объемно ...
АВ - АS - площади поперечного сечения, соответственно бетона и продольной арматуры, м2;
, где Р - погонная нагрузка на ленточный свайный фундамент, кН/м, в нагрузку включается вес массива грунта со сваями.
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: дипломная работа Просмотров: 14682 Комментариев: 2 Похожие работы
Оценило: 2 человек Средний балл: 5 Оценка: неизвестно     Скачать
Проектирование неутепленного здания с несущими деревянными ...
Федеральное агентство по образованию Российской Федерации Уральский Государственный Технический Университет - УПИ Кафедра строительных конструкций П.С ...
Расчетный изгибающий момент в сечении № 2 относительно оси w - w при действии на раму постоянной и снеговой односторонней справа нагрузках Мw2 = 76,17 кН=м. Значение расчетной ...
Расчетная поперечная сила в коньковом узле (сечение № 8) при загружении рамы односторонней снеговой нагрузкой р=gn = 6,84 кН/м на половине пролета(см.рис.5) будет:
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа Просмотров: 2314 Комментариев: 2 Похожие работы
Оценило: 1 человек Средний балл: 2 Оценка: неизвестно     Скачать
Конструирование железобетонных колонн
1. Конструктивный расчет внецентренно сжатых колонн 1.1 Проектирование, конструирование и особенности расчета Целью конструктивного расчета колонн ...
Сечения колонн рассчитывают на наиболее невыгодное сочетание усилий; от всех нагрузок М = -139,9 кНм, N = 416,9 кН; от всех нагрузок, но без учета крановой и ветровой М' = 78,1 кН ...
Подбор сечений продольной арматуры производят по максимальным усилиям, действующим в сечениях.
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа Просмотров: 7502 Комментариев: 3 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного ...
Содержание 1. Исходные данные 2. Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров 3. Определение нагрузок ...
Комбинация нагрузок и расчетных усилий в сечениях колонн
Продольная арматура класса АIII (Rs = Rsc = 365 МПа; Еs = 2=105 МПа; ѭs =
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа Просмотров: 4263 Комментариев: 2 Похожие работы
Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать
Детский ясли-сад на 140 мест с бассейном
Архитектурно - строительная часть расчетно-конструктивная часть Механика грунтов, основания и фундаменты Организационно-технологическая часть Охрана ...
Временная нормативная нагрузка 3 кН/м2, коэффициент надежности по нагрузке f = 1,2. Марки материалов принимаем: бетон класса В15, арматура каркасов из стали А- , сетки из стали ...
здесь - площадь сечения напрягаемой арматуры, - ненапрягаемой арматуры: где 0,71 см2 - площадь сечения продольной арматуры сеток и 0,79 см2 - площадь сечения 4 5 Вр - I каркасов К ...
Раздел: Рефераты по архитектуре
Тип: реферат Просмотров: 10820 Комментариев: 2 Похожие работы
Оценило: 4 человек Средний балл: 3.3 Оценка: неизвестно     Скачать

Все работы, похожие на Курсовая работа: Одноэтажное промышленное здание (7222)

Назад
Меню
Главная
Рефераты
Благодарности
Опрос
Станете ли вы заказывать работу за деньги, если не найдете ее в Интернете?

Да, в любом случае.
Да, но только в случае крайней необходимости.
Возможно, в зависимости от цены.
Нет, напишу его сам.
Нет, забью.



Результаты(150557)
Комментарии (1836)
Copyright © 2005-2016 BestReferat.ru bestreferat@mail.ru       реклама на сайте

Рейтинг@Mail.ru