87549

Проектирование одноэтажного здания

Курсовая

Архитектура, проектирование и строительство

Для подбора конструкций использованы типовые серии для одноэтажных промышленных зданий. Произведем подбор основных конструкций при шаге рам в продольном направлении В=12м: колонн крайнего и среднего рядов; фахверковых колонн; плит покрытия; стеновых панелей

Русский

2015-04-21

1.9 MB

4 чел.

1. Исходные данные для курсового проекта.

Общие данные: Здание одноэтажное, отапливаемое, оборудованное мостовыми электрическими кранами по два крана на каждом крановом пути. Длинна здания – 72м.

Состав кровли:

-водоизоляционный ковер из двух слоев «Техноэласт ТПП»;

-цементно-песчанная стяжка толщиной 30мм;

-минераловатные плиты «URSA» П45 толщиной 60мм.

Индивидуальные данные:

Район строительства – г.Красноярск: III район по снеговой нагрузке; III район по ветровой нагрузке.

Высота до низа стропильных конструкций Н=9,6м.

Грузоподъемность мостовых кранов G=16т, группа режима 6К.

Среда эксплуатации – средне агрессивная.

Пролет здания L=18м.

Стропильная конструкция – двускатная стропильная балка.

Схема поперечника здания – 5 (рис.1)

Рис.1. Схема поперечника здания

2. Конструктивно-компоновочное решение здания.

2.1 Подбор конструкций поперечной рамы

Для подбора конструкций использованы типовые серии для одноэтажных промышленных зданий. Произведем подбор основных конструкций при шаге рам в продольном направлении В=12м: колонн крайнего и среднего рядов; фахверковых колонн; плит покрытия; стеновых панелей; подкрановых балок и кранового рельса; двускатной стропильной балки.

Подбор колонн

Подбор колонн для центрального пролета производится по серии 1.424.1-5/87 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (12м); грузоподъемность крана (G=16т); отметка до низа стропильной конструкции (верха колон)-9,6м.

В соответствии с данными, приведенными в /10/ принимаем колонну крайнего ряда марки 1К96-1 со следующими характеристиками: серия 1.424.1-5; марка колонны 1К96-1; высота этажа 9,6м; масса колонны 6т; длинна колонны 10,5м; длина надкрановой части l1=2,90м; длинна подкрановой части l2=8,6м; высота сечения надкрановой части h1=380мм; высота сечения подкрановой части h2=600мм; ширина колонны b=400мм; класс бетона В25.

Подбор колонн для крайних пролетов производится по серии 1.423.1-3/88 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (12м); отметка до низа стропильной конструкции (верха колон)-6м.

В соответствии с данными, приведенными в /10/ принимаем колонну крайнего ряда марки 1К60-1М2 со следующими характеристиками: серия 1.423.1-3/88; марка колонны 1К60-1М2; высота этажа 6м; масса колонны 2т; длинна колонны 6,8м; высота сечения h=300мм; ширина колонны b=400мм; класс бетона В25.

Фахверковая колонна марки 8КФ105-1 для центрального пролета выбрана по серии 1.427.1-3 с массой колонны 5,1т.

Подбор плит покрытия

Для подбора плит покрытия используем серию 1.465-3/80 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (12м). Выполним сбор нагрузок на 1м2 покрытия, предусматривая учет следующих нагрузок, приходящихся на плиту: вес составляющих кровли и снеговую нагрузку. Сбор нагрузок приведен в табл.2.

В соответствии с полученной расчетной нагрузкой 2,154 кН/м2 марка ребристой плиты 2ПГ-1Т выбрана со следующими техническими характеристиками: длина плиты 11960мм; ширина плиты 2980мм; высота плиты 300мм; собственный вес плиты 2,4кН/м; класс бетона В25.

Подбор стеновых панелей

Для подбора стеновых панелей используем серию 1.432-5 с учетом принятого шага колонн в продольном направлении (12м) и наличием фахверковых колонн. Приняты следующие стеновые панели: рядовые стеновые панели марки ПС600.12.30.-П; ПС600.18.30.-П; стеновые панели парапетные ПС.600.12.30.-П7. Стеновые панели толщиной 300мм.

Подбор подкрановых балок

Подбор подкрановых балок выполнен с использованием данных серии КЭ-01-50 вып.2 на основе принятого шага колонн в продольном направлении (12м) и грузоподъемностью крана (G=16т). Выбраны следующие марки подкрановых балок: подкрановая балка крайнего ряда БКНВ-12-1к. Технические характеристики подкрановых балок: высота подкрановой балки-1400мм; масса балки-11,6т; класс бетона В30.

Сбор нагрузок на 1м2 покрытия

Таблица 2

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка, кН/м2

Постоянная 

Кровля:

-водоизоляционный ковер из 2-х слоев «Техноэласт ТПП»

= 3мм;

вес = 0,09 кН/м2;

-цементно-песчаная стяжка  = 30мм;           = 18 кН/м3;

-минераловатные плиты «URSA» П45 5 = 60мм;   = 0,5 кН/м3

2*0,09=0,180

18*0,03=0,540

0,5*0,06=0,030

1,2 (табл.1 [2])

1,3

1,2

0,180*1,2=0,216

0,36*1,3=0,702

0,03*1,2=0,036

ИТОГО:

0,750

0,954

Временная

Временная (снег)

1,8*0,7=1,26

0,7

1,800

ИТОГО:                                           

1,260

1,800

Полная нагрузка

2,01

2,745

Подбор кранового рельса

Для подбора кранового рельса    используем ГОСТ4121-76*  (грузоподъемность крана G=16т). Тип кранового рельса КР70; высота кранового рельса hrs=120мм;  ширина нижней  части   B=120мм; ширина верхней части  b=70мм; масса 1 пог.м кранового рельса 52,80кг.

Подбор двускатной балки

Подбор двускатной балки выполнен  в соответствии с данными серии 1.462.1-3/89 с учетом принятого шага колонн в продольном в направлении (12м). Выполним сбор нагрузок на 1м   покрытия, предусматривая учет следующих нагрузок, приходящихся на ферму: вес составляющих кровли, собственный вес плиты покрытия и снеговую нагрузку (табл.3).

Сбор нагрузок на 1м2   покрытия

Таблица 3

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка, кН/м2

Постоянная 

Кровля:

-водоизоляционный ковер из 2-х слоев «Техноэласт ТПП»

= 3мм; вес = 0,09 кН/м2;

-цементно-песчаная стяжка  = 30мм;           = 18 кН/м3;

-минераловатные плиты «URSA» П45 5 = 60мм;   = 0,5 кН/м3

Собственный вес плиты покрытия

2*0,09=0,180

18*0,03=0,540

0,5*0,06=0,030

2,400

1,2 (табл.1 [2])

1,3

1,2

1,1

0,180*1,2=0,216

0,36*1,3=0,702

0,03*1,2=0,036

2,640

ИТОГО:

3,150

3,594

Временная

Временная (снег)

1,8*0,7=1,26

0,7

1,800

ИТОГО:                                           

1,260

1,800

Полная нагрузка

3,99

5,394

В соответствии с полученной расчетной нагрузкой 5,394 кН/м2 выбрана марка балки 2БДР12-5АШВ со следующими техническими характеристиками: длина фермы- 12000мм, высота фермы -1390мм; ширина поясов - 200мм, масса фермы -5т, класс бетона ВЗО для крайних пролетов; 3БДР18-4АШВ со следующими техническими характеристиками: длина фермы- 18000мм, высота фермы -1640мм; ширина поясов - 280мм, масса фермы -12,1т, класс бетона ВЗО для среднего пролета.

Все  подобранные  конструкции   (основные   конструкции   одноэтажного промышленного здания) приведены в табл.4.

Таблица 4

Название конструкции

Марка по проекту

Марка по серии

Вес конструкции, т

Колонна крайнего пролета (рядовая) 6м.  

K1

1К60-1М2

1.423.1-3/88

2

Колонна крайнего пролета (угловая) 6м.                                                        

К11                    

1К60-1М2

1.423.1-3/88

2

Колонна среднего пролета (рядовая) 9,6м.                                                                                   

К2                                           

1К96-1

1.424.1-5

6

Колонна среднего пролета (торцевая) 9,6м.                                                                                                                                 

К21

1К96-1

1.424.1-5

6

Колонна фахверковая  9,6м.                            

КФ1

8КФ105-1

1.427.1-3

5,1

Плита покрытия                

 П1                   

2ПГ-1Т

1.465-3/80                 

2,4кН/м2

Стеновые панели (рядовые)                                                                         

ПС1

ПС600.12.30-П   1.432-5              

2,70

Стеновые панели  (парапетные)                                                           

ПС2

ПС600.18.30- П 1.432-5               

4,05

ПСЗ          

ПС600.12.30-П-7 1.432-5             

2,70

Подкрановые балки  (крайнего ряда)                                              

ПБ1               

БКНВ-12- 1к   КЭ-01-50. вып.2                  

11,6

Подкрановые балки (среднего ряда)                                                                

ПБ2

БКНВ-12- lc    КЭ-01-50, вып.2                  

11,6

Двускатная балка (рядовая) 12м.                                                                       

Б1  

2БДР12-5АШВ

1.462.1-3/89

5

Двускатная балка (торцевая) 12м.                                                                      

Б11

2БДР12-5АШВ

1.462.1-3/89

5

Двускатная балка (рядовая) 18м.                                                                      

Б2  

3БДР18-4АШВ

1.462.1-3/89

12,1

Двускатная балка (торцевая) 18м.                                                                      

Б21

3БДР18-4АШВ

12,1

Схема   расположения      основных   несущих   конструкций   для   данного примера приведен на рис.6.

2.2 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 0,000 принята отметка чистого пола. Колонны защемлены в фундамент на 150мм.

Привязка крайних колонн к разбивочным осям составляет 250мм (шаг колонн -12м; грузоподъемность крана G=16t<30t; отметке до низа стропильной конструкции 9,6м <16,2м).

Все остальные отметки приняты, исходя из геометрических размеров подобранных конструкций. При этом наружные навесные стеновые панели и остекление опираются на опорные столики на отметках 9600; 7200. Отметка верха подкрановой части колонн 6,700. Отметка кранового рельса компонуется с учетом высоты подкрановой балки и высоты кранового рельса (1400мм и 120мм) – 8,220. Конструктивно-компоновочный разрез приведен на рис.7.

Рис.7. Конструктивно-компоновочный разрез здания

2.3 Определение нагрузок на раму здания

Нагрузки на раму здания определяются с учетом следующих коэффициентов: =0,95 -коэффициент надежности по назначению здания, исходя из требований СНиП2.01.07-85 Нагрузки и воздействия (класс ответственности здания -II); >1- коэффициент надежности по нагрузке.

Постоянные нагрузки

Нагрузка от веса покрытия на 1м   приведена в табл.3. Опорное давление балки с учетом покрытия составит:

F1= F2= 0,95(5,394*12*9+0,5*121) = 426,22кН,

где 3,594- собственный вес элементов покрытия с грузовой площади  12*9м2 (табл.3); 0,5*121 -собственный вес половины стропильной балки.

При этом на крайние стойки передаются силы F1; на средние - F2=2 F1. Продольная сила F1 действует на крайние колонны с эксцентриситетом (рис.8)

Рис.8. К определению эксцентриситетов действующих нагрузок для крайней колонны

eF1=0,250+0,175-0,5h=0,250+0,175-0,5*0,6=0,125м,

где 0,25м - привязка крайних колонн к разбивочным осям; 0,175- расстояние oт продольной разбивочной оси до места передачи продольной силы на колонну. Момент от действующей нагрузки

MF1=F1-eF1= 426,22*0,125=53,28кНм.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей, передаваемая выше отм. 9.600:

S1=**h*ln*n*n=0,95*1,2*1,2*6*10*0,3=24,62кH,

где =0,95 -коэффициент надежности по назначению здания; =1,2 -коэффициент надежности по нагрузке; h - высота рассматриваемых панелей; lп=6м - длина панелей; n=10кН/м3 -плотность материала стеновых панелей; n =0,Зм -толщина стеновых панелей.

Данная нагрузка действует на колонну с эксцентриситетом (рис.8)

Момент от S1      Ms1=S1-eS1=24,62*0,45=11,08кHм.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая выше отм. 7200:

S2=**[hn3* ln*n*n+ ho1*lo*mo ]=0,95*1,2*[1,2*6*10*0,3+1,2*6*0,7]=30,37кН.

где hn3 – высота рассматриваемой панели; ho1 =1,2м – высота остекления; lo =6м – длина остекления; mo =0,7кН/м2 –  вес 1м2 остекления.

Нагрузка S2  действует на колонну с тем же самым эксцентриситетом (рис.8)

Момент от S2      Ms2=S1-eS1=30,37*0,45=13,67кHм.

Нагрузка от веса надкрановой части крайних колонн

Сила F3 приложена в уровне верхней части консоли колонны (отм. 6,700)  

Нагрузка от веса подкрановой части крайних колонн (сила на отм.0.000)

Нагрузка от веса подкрановой балки и кранового рельса для крайних колонн F7=- (mпод.балки+B*mкран.рел.)=0,95*1,1*(116+12*0,53)=127,87кН,

где тпод.балки=116кН - вес подкрановой балки; В=12м —шаг колонн в продольном направлении; mкран.рел.= 0,53кН/м - вес одного погонного метра кранового рельса.

Сила F7 приложена в уровне  консоли  колонны  с  эксцентриситетом (рис.8), равным eF7 =+250-0,5hподкр.части=750+250-450=550мм=0,55м, где =750мм- привязка силы F7 к разбивочной оси; 250мм- привязка колонны; hподкр.части=6ООмм- высота подкрановой части колонны.

Момент от действующей нагрузки    MF7=F7*eF7=:127,87*0,55=70,33кНм.

Расчетная схема от действия постоянных нагрузок приведена на рис.9.

Рис.9 Расчетная схема от действия постоянных нагрузок

Снеговые нагрузки

Расчетное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия составляет S=1,8кПа. Величина полной снеговой нагрузки, приходящейся на крайние колонны (кратковременная нагрузка) равна

В1=S*12*9=1,8*12*9=194,40кН.

Момент от действия данной нагрузки

МB11F1=194,40*0,125=24,3кНм.

Длительная   нагрузка   подсчитывается   как   часть   от   полной   снеговой нагрузки

В1/=0,5*S*12*9=0,5*1,8*12*9=97,2кН.

Момент от действия длительной нагрузки

МВ1/= В1/* еF1=97,2*0,125=12,15кНм.

На рис.10 приведены расчетные схемы от снеговой нагрузки (кратковременной и длительной).

Рис.10 Расчетные схемы от снеговой нагрузки: а -от кратковременного действия ; б- от длительного действия

Крановые нагрузки

Параметры мостового крана грузоподъемностью Q=16t принимаем по ГОСТ 25711-83; ГОСТ 6711-81. Пролет крана Ьсг=16,5м; ширина мостового крана В=6300мм; база крана К=4400мм; максимальное давление от одною колеса кранового моста Fn.max=175кH; вес тележки Gп=70кH; вес крана с тележкой Gс=265kH.

Минимальное давление от одного колеса кранового моста

Fn.min=0,5(Q+Gc)-Fn.max=0,5(160+265)-175=37,5кН

Нормативная горизонтальная нагрузка от торможения тележки крана с грузом, передаваемая через одно колесо кранового моста равна

Hn=O,O5(Q+Gn)/n==O,05(160+70)/2=5,75кH (п=2-число колес на одной стороне кранового моста).

В соответствии с требованиями СНиП 2.01.07-85 при расчете рам вертикальные и горизонтальные нагрузки от мостовых кранов определяются для не более чем от двух наиболее неблагоприятных по воздействию кранов на одном крановом пути.

Расчетная вертикальная нагрузок на колонны от двух сближенных кранов:

Dmax= * *Fn,max =0,95*1,1*175(1 +0,633+0,841 +0,475)=539,3 кН;

Dmin= * *Fn.min =0,95*1,1*37,5(1 +0,633+0,841 +0,475)=115,56кН;

где =1,1-коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок; -сумма ординат с эпюры линии влияния (см. рис.11а).

Рис.11  Линии влияния опорных реакций подкрановых балок и схема

Силы Dmax ,Dmin действуют одновременно на консолях стоек с такими же  эксцентриситетами, что и сила F7 и учитываются как кратковременные.

Первое загружение: сила Dmax приложена к левой стойке рамы с моментом                    MDmax= Dmax*eF7=539,3*0,55=296,61кНм;

Сила Dmin приложена к правой стойке рамы с моментом

MDmin= Dmin*eF7=115,56*0,55=63,56кHм.

Расчетные схемы от вышеприведенных загружений показаны на рис.12а; 12б.

Рис.12. Расчетные схемы от крановых нагрузок: а- от кратковременного действия при Dmax, приложенной к левой стойке; б- от кратковременного действия при Dmax , приложенной к правой стойке; в- от длительного действия при Dmax1, приложенной к левой  стойке; г- от длительного действия при Dmax1, приложенной к правой стойке; д- от горизонтальной при торможении крана Т, приложенной к  левой стойке; е- oт горизонтальной при торможении крана Т, приложенной к правой стойке

Второе загружение: сила Dmjn ириложена к левой стойке рамы с моментом

MDmin= Dmin*eF7=115,56*0,55=63,56кHм.

Сила Dmax приложена к правой стойке рамы с моментом

MDmax= Dmax*eF7=539,3*0,55=296,61кНм;

Для учета длительных нагрузок от кранового оборудования воспользуемся ординатами с эпюры линии влияния для одного крана (рис.11.б).

Расчетная вертикальная нагрузка на колонны от одного крана:

Dmax1= * *0,5*Fn,max =0,95*1,1*175*0,5*(1 +0,633)=149,32кН;

Dmin1= * *0,5*Fn.min =0,95*1,1*37,5*0,5*(1 +0,633)=32кН;

где -сумма ординат с эпюры линии влияния (см.рис.11б).

Силы Dmax1 , Dmin1  действуют одновременно на консолях стоек с такими

же эксцентриситетами, что и сила F7 и учитываются как длительные.

Первое загружение: сила Dmax1 приложена к левой стойке рамы с моментом MDmax1= Dmax1*eF7=149,32*0,55=82,13кНм;

Сила Dmin1 приложена к правой стойке рамы с моментом

MDmin1= Dmin1*eF7=32*0,55=17,6кHм.

Второе загружение: сила Dmir1 приложена к левой стойке рамы с моментом

MDmin1= Dmin1*eF7=32*0,55=17,6кHм.

Сила Dmax1 приложена к правой стойке рамы с моментом

MDmax1= Dmax1*eF7=149,32*0,55=82,13кНм.

Расчетные схемы показаны на рис. 12в; 12г.

Горизонтальная нагрузка от кранов - торможение кранов. Сила Т приложена в месте крепления верхней полки подкрановой балки к стойке рамы (1400мм -высота подкрановой балки). Горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов на колонну при поперечном торможении крана

Т=* *Нn *=0,95*1,1*5,75*(1+0,633+0,841+0,475)=17,72кН. Расчетные схемы от горизонтальной крановой нагрузки приведены на рис.12г; 12е.

Ветровые нагрузки

Нормативное значение ветрового давления по табл.5 СНиП 2.01.07-85 для III района составляет (=О,38кПа. Расчетное значение средней составляющей ветровой нагрузки

Wpacч = * **К*Се,

где К- коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте (для типа местности В по табл.6 СНиП 2.01.07-85 К составляет следующие величины: на высоте 5м - К=0,5; на высоте Юм - К=0, 65 и на высоте 20м К=0,85); Се- аэродинамический коэффициент, устанавливаемый по прил.4 СНиП 2.01.07-85. Для данного примера расчета при действии ветра слева направо   для наветренной поверхности здания Се=0,8; для подветренной стороны Се=-0,5 (при условии Н/2l=10,8/2*18=0,3<0,5).

Определим по линейной интерполяции значение К для высоты 7,2м.

Определим по линейной интерполяции значение К для высоты 9,6м.

Вычислим по линейной интерполяции значение К для высоты 10,8м.

Найдем расчетные значения ветрового давления по поверхности стен на всех отметках:

Отм.7.200

С наветренной стороны Wpacч = * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,566*0,8=0,229кН/м2 

С подветренной стороны Wpacч1= * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,566*0,5=0,143кН/м2

Отм. 9.600

С наветренной стороны Wpacч = * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,638*0,8=0,258кН/м2

С подветренной стороны Wpacч1= * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,638*0,5=0,161кН/м2 

Отм. 10.800

С наветренной стороны Wpacч = * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,666*0,8=0,269кН/м2

С подветренной стороны Wpacч1= * **К*Се=0,95*1,4*0,38*0,666*0,5=0,168кН/м2

Распределение ветрового давления приведено на рис.13

Рис. 13 Эпюра расчетного ветрового давления по поверхности стен

Приведем расчетную равномерно распределенную нагрузку на отметках 10.800 и 9.600 в горизонтальную сосредоточенную на отметке 9.600:

С наветренной стороны Wгopиз.=(0,269+0,258)*0,5*(10,8-9,6)*12=3,79кН.

С подветренной стороны Wгopиз.1=(0,168+0,161)*0,5*(10,8-9,6)*12=2,37кН.

Эпюре расчетных нагрузок между отметками -0.150 и 9.600 соответствуют эквивалентные по моменту в заделке стоек равномерно распределенные нагрузки с наветренной и подветренной  сторон по длине стоек. Данные величины определим следующим образом:

=0,258*12=3,1кН/м (наветренная сторона);

=0,161*12=1,93кН/м (наветренная сторона).

Расчетная схема от ветровой нагрузки приведена на рис. 14.

Рис.14. Схема загружения от ветровой нагрузки

2.4 Статический расчет поперечной рамы

Цель статического расчета поперечной рамы - определение внутренних усилий от действующих нагрузок.

При выполнении статического расчета, в связи большим объемом загружений, необходимо использовать современные программные комплексы («Астра»; «Экспресс»; «Космос»; «SCAD»).

В данной работе приведен пример использования метода конечных элементов, реализованного в программе «SCAD».

Для надкрановой части

EIнадкран.части54872кНм.

EFнадкран.части*b*h=*0,4*0,6=4560000кНм.

Для подкрановой части

EIподкран.части216000кНм.

EFподкран.части*b*h=*0,4*0,9=7200000кНм.

На основание полученных данных рассчитаем жесткостные характеристики для стропильной конструкции по следующим приближенным формулам:

Для стропильной конструкции  

EIстроп.констр.=кН.

EFстроп.констр.=кН.

2.5 Определение расчетных сочетаний усилии

Расчет элементов поперечной рамы необходимо производить с учетом наиболее неблагоприятных сочетаний нагрузок, а следовательно и внутренних усилий. Исходя из статического расчета рамы на отдельные нагрузки, приведем данные по внутренним усилиям для крайней левой стойки в четырех расчетных сечениях (I- верхнее сечение надкрановой части колонны; 2 - нижнее сечение надкрановой части колонны; 3 - верхнее сечение подкрановой части колонны; 4- нижнее сечение подкрановой части колонны). Эти данные приведены в табл.5.

На основе этих данных составим комбинации расчетных усилий. При этом необходимо знать, что нормами для железобетонных конструкций рассматриваются две группы основных сочетаний нагрузок. В первой группе основных сочетаний учитывается постоянная и одна временная нагрузка без

снижения величины усилия от временной нагрузки. Во второй группе суммируются постоянная нагрузка и две или более временные нагрузки с учетом коэффициента сочетаний нагрузок. При этом принимаются следующие коэффициенты сочетаний: у = 0,95 - для длительных временных и у = 0,9 - для кратковременных нагрузок. Усилия от двух мостовых кранов на крановом пути умножаются на коэффициент сочетаний у = 0,85. При суммировании усилий от кранового оборудования в данной группе должны быть учтены одновременно действие вертикальных и горизонтальных нагрузок (нельзя учитывать торможение кранов без вертикального давления).

При составлении комбинаций расчетных усилий в стойках рамы необходимо выявить в каждом расчетном сечении три группы усилий:

+Mmax, NCOOT - максимальный изгибающий момент положительного значения и соответствующая ему продольная сила;

-Mmin, NCOOT - минимальный изгибающий момент и соответствующая ему продольная сила;

Nmax, МСООТ. - максимальная продольная сила и соответствующий ей изгибающий момент.

Для примера в табл.6 приведены комбинации расчетных сочетаний усилий для крайней левой стойки. В данной таблице для каждого сечения по всем комбинация показаны дроби: в числителе комбинации от постоянной и кратковременных нагрузок, в знаменателе - от постоянных и длительных нагрузок.

Значение внутренних усилий в крайней левой стойке поперечной рамы

Номер загружения

11

ветровые

0,00

152,99

0,00

16,09

0,00

11,46

0,00

0,00

1,05

10

0,00

157,64

0,00

152,99

0,00

16,10

0,00

11,46

8,49

9

Горизонтальные крановые

0,00

118,72

0,00

0,00

0,00

0,00

0,00

0,00

0,00

8

0,00

121,38

0,00

118,72

0,00

0,00

0,00

0,00

0,00

7

Вертикальные крановые

149,32

42,06

149,32

70,03

0,00

11,06

0,00

0,00

4,17

6

149,32

41,44

149,32

42,06

0,00

12,10

0,00

10,02

4,17

5

539,30

150,77

539,30

15,07

0,00

36,17

0,00

0,00

15,07

4

539,30

149,65

539,30

15,07

0,00

43,71

0,00

36,17

15,07

3

снеговая

97,20

6,02

97,20

27,26

97,20

4,54

97,20

12,15

3,17

2

194,40

12,04

194,40

54,52

194,39

9,08

194,39

24,30

6,33

1

посто- янная

620,59

117,29

620,59

224,94

481,21

39,47

450,84

64,36

16,06

Усилие

N

M

N

M

N

M

N

M

Q

Сечение

1

2

3

4

2.6 Расчет и конструирование колонн здания

Сборные типовые железобетонные колонны, входящие в состав поперечных рам, применяют при отметке до низа стропильной конструкции <18 м; шаге колонн в продольном направлении В < 12м и грузоподъемности

мостовых кранов Q<50 т. При больших вышеприведенных параметрах обычно используют стальные колонны и железобетонные - при специальном обосновании. Колонны одноэтажного промышленного здания могут быть сплошными прямоугольного и двутаврового сечения, а также двухветвевые. Сплошные колонны с консолями используют в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъемностью ^30 т, при высоте от пола до головки кранового рельса <10,8 м и В<12 м, Двухветвевые колонны рациональны при Q> 30 т, высоте до низа стропильной конструкции >10,8 ми В >12 м, а также в случаях, когда высота сечения нижней части колонны превышает 1м. В бескрановых цехах применяют колонны постоянного сечения по высоте.

Таблица 6

Сечения

Комбинации нагрузок и расчетные усилия в сечениях крайней левой колонны поперечной рамы

Мmax;            Nсоот.

Mmin;            Nсоот.  

Nmax;            Mсоот.

Сочетание с одной временной нагрузкой

1

     

    

   

2

    

    

   

3

    

     

     

4

     

     

     

Сочетание с двумя и более временными нагрузками

1

     

     

     

2

     

     

     

3

     

при сочетании

     

      

при сочетании

     

     

при сочетании

     

4

     

при сочетании

     

при сочетании

     

при сочетании

Q=

Q=

Q=

2.7 Конструирование колонн

При проектировании колонн необходимо соблюдать конструктивные требования: размеры сечений колонн должны обеспечивать такую гибкость, которая бы не превышала в любом направлении соотношение 120.

Для зданий с мостовыми кранами размеры поперечного сечения надкрановой части крайних колонн назначают из условия размещения кранового оборудования. Высота сечения составляет 380 и 600мм для сплошных колонн. Высота сечения верхней части средних колонн назначается из условия опирания двух стропильных конструкций на торец колонны. В случае, если высота надкрановой части средней колонны менее 600мм, то поверху предусматривают симметричные двухсторонние консоли. Для подкрановой части сплошных колонн высота сечения увеличивается соответственно до 600.. .900мм.

Ширину сечения колонны bc принимают из технологии изготовления постоянной по всей высоте колонны: для колонн крайнего и среднего рядов с шагом в продольном направлении В=6м - не менее 400мм; при В=12 м - не менее 500мм. Кроме того, исходя из требований жесткости Ьс>(1/25)Н, H ~ высота до низа стропильной конструкции.

Двухветвевые колонны имеют в подкрановой части две стойки-ветви, соединенные между собой поперечными распорками. Высота поперечного сечения ветвей принимается hbr-2ОО...ЗООмм. Высота сечения распорок, кроме верхней, равна 400мм. Расстояние между распорками 2...3м; от уровня пола до низа второй распорки - не менее 1,8м. Верх первой распорки не должен выступать за уровень пола - для обеспечения прохода. Расстояние между осями ветвей также должно обеспечивать свободный проход людей. Поперечное сечение надкрановой части таких колонн прямоугольное размером 500x600 мм.

Во всех колоннах предусматривают закладные детали для установки стропильных конструкций, стеновых панелей и подкрановых балок.

Для изготовления колонн используют бетон классов В15...В30. Для армирования колонн применяют сварные каркасы при рабочей продольной арматуре из стали класса А-III диаметром не менее 16мм, а поперечные стержни - из стали классов A-I или Вр -I. При применении высокопрочных бетонов классов В45.. .В60 целесообразно колонны армировать с использованием ненапрягаемой арматуры классов А- IV и A-V, что позволяет уменьшить расход металла на 20.. .40% и бетона до 20%.

Кроме того, из опыта проектирования установлено, что в гибких колоннах допускается применять напрягаемую арматуру классов A-IV и A-V, что позволяет повысить жесткость , трещиностойкость колонн, улучшить условия транспортирования длинных колонн, а также уменьшить поперечное армирование, механизировать арматурные работы. В таких колоннах по сравнению с колоннами из обычного железобетона расход стали снижается до 40% и стоимость до 10%.

На колонны одноэтажных промышленных зданий распространяются все требования по конструированию сжатых элементов. Толщину защитного слоя бетона для рабочей продольной арматуры принимают не менее 20мм и не менее диаметра стержня; для поперечной арматуры - не менее 15мм и не менее диаметра поперечного стержня.

Продольные стержни в арматурных изделиях на концах должны иметь защитный слой бетона не менее 10 мм при длине колонны до 18м и не менее 15мм - при длине более 18м. Для поперечных стержней арматурных изделий торцы должны иметь защитный слой не менее 5мм.

Продольную рабочую арматуру располагают по граням перпендикулярно плоскости изгиба колонны и концентрируют в углах сечения. При расстоянии между осями рабочих стержней в направлении плоскости изгиба свыше 500мм надлежит ставить конструктивную арматуру диаметром не менее 12мм, чтобы

между продольными стержнями было не более 400мм.

Стыки продольных стержней внахлестку (без сварки) предусматривают в местах изменения сечения колонны с обеспечением длины анкеровки. При этом в ступенчатой колонне продольную арматуру надкрановой части заводят в подкрановую часть. В двухветвевой колонне обрываемые стержни заводят за грань распорки также с обеспечением длины анкеровки.

Диаметр поперечной арматуры назначают в зависимости от типа арматурного каркаса и наибольшего диаметра продольной рабочей арматуры и должен быть не менее 0,25d (d - наибольший диаметр рабочей продольной арматуры), а в вязаных каркасах, кроме того, не менее 5мм,

Шаг поперечных стержней принимается не более 500 мм и не более: при вязаных каркасах - 15d, при сварных - 20d (d - наименьший диаметр рабочей продольной арматуры).

2.8 Косвенное армирование

Косвенное армирование, подобно обойме, сдерживает поперечные деформации бетона и сопротивление действию продольных сил.

Для колонн с квадратной и прямоугольной формой поперечного сечения косвенное армирование принимают в виде сварных сеток в местах опирания конструкций (в частности, торец колонны).

При применении сварных сеток в качестве косвенного армирования должны соблюдаться следующие условия:

- площади сечения стержней сетки на единицу длины в одном и другом
направлениях не должны различаться более чем в 1,5 раз;

шаг сеток (расстояние между сетками) принимать не менее 60мм, не более 1/3 меньшей стороны сечения элемента и не более 150мм;

- размеры ячеек сеток в свету должны быть не менее 45мм, не более 1/4
меньшей стороны сечения элемента и не более 100мм.

Первая сетка располагается на расстоянии 15...20мм от нагруженной поверхности элемента.

Для косвенного армирования применяют арматурную сталь классов A-I, А-И, А-III, Ат-IIIс диаметром не более 14мм и сталь Вр-I

2.9 Конструирование короткой консоли

Консоли колонн одноэтажных промышленных зданий служат для опирания подкрановых балок, стропильных конструкций и бывают односторонние и двусторонние (для крайних и средних колонн).

Параметры консолей проверяют расчетом на основании принятых исходных величин:

высота консоли в опорном сечении должна быть не менее 250мм;

высота свободного края консоли должна быть не менее 300мм при
грузоподъемности крана
Q<5 т; не менее 400мм при 5 т < Q < 15т; и
более 500мм при
Q> 15т;

угол наклона сжатой грани консоли должен быть равным 45°;

вылет консоли принимать не более O,9ho (ho - рабочая высота сечения
консоли по грани колонны);

ширина консоли равна ширине колонны.

Армирование консоли колонны осуществляется рабочей продольной арматурой, полученной из расчета, а также поперечной арматурой. Концы продольной арматуры растянутой зоны заводят за грань консоли на длину анкеровки.

Вид поперечного армирования зависит от соотношений высоты опорного сечения консоли (h) и расстояния от корня консоли до места передачи силы от веса подкрановой балки и кранового рельса (а):

  1.  если h < 2,5 * а - консоль армируется в виде наклонных хомутов   по
    всей высоте;
  2.  если h > 2,5 * а - консоль армируется горизонтальными хомутами и

отгибами; 3)   если h > 3,5 • а - консоль армируется горизонтальными хомутами без

отгибов.

Шаг хомутов должен быть не более 1/4 и не более 150мм, диаметр отгибов - не более 1/15 длины отгиба и не более 25мм. Кроме того, суммарная площадь сечения хомутов и отгибов должна быть не менее 0,002 • bh.

2.10 Расчет колонны крайнего ряда

Исходные данные

Для расчета и конструирования крайней левой колонны назначим материалы бетона и арматуры:

Бетон тяжелый класса В25, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

Расчетное сопротивление на осевое сжатие =14,5 МПа; расчетное сопротивление на осевое растяжение =1,05 МПа; нормативная призменная прочность бетона МПа; нормативное сопротивление бетона растяжению =1,6МПа; начальный модуль упругости бетона =27х103МПа.

Продольная рабочая арматура класса А-Ш

Расчетное сопротивление растяжению арматуры =365МПа; модуль упругости арматуры =19x104МПа. Поперечная арматура класса A-I

Расчетное сопротивление растяжению арматуры =175МПа; модуль упругости арматуры =21х104МПа.

Поперечное сечение колонны: надкрановая часть - 400x380 мм; подкрановая часть 400x600 мм. Защитный слой бетона а -а =40мм. Рабочая высота надкрановой части ho=h-a=380-40=340мм; Рабочая высота подкрановой части ho=h-a=600-40=560мм.

Расчет надкрановой части колонны

Расчет в плоскости изгиба

Установим расчетную длину надкрановой части колонны в плоскости изгиба по данным табл. 7.

При учете крановых нагрузок : =2Н2=2*2,9=5,8м.

Без учета крановых нагрузок =2,5Н2= 2,5*2,9=7,25м.

Так как  /h= 5,8/0,4=14,05>10, то необходимо учитывать влияние прогиба элемента на увеличение эксцентриситета продольной силы.

Расчет надкрановой части колонны выполним на три комбинации усилий (см. табл. 8),

Дальнейший расчет выполним по алгоритму,  приведенному в прил.7 (табл.1).

1) Для этого из табл. 6 и 8 выбираем невыгоднейшие сочетания усилий:

от всех нагрузок М=276,46кНм; N=814,99кН;

от всех нагрузок без учета ветровой М'=411,7кНм; N'=795,55кН;

от постоянных и длительно действующих М/=123,31кНм; N/=717,79кН.

2) 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.

=M+N(0,5h-a)=276,46+814,99(0,5*0,38-0,04)=398,71кHм;

=M'+N'(0,5h-a)=411,7+795,55(0,5*0,38-0,04)=531,03кНм.

Таблица 8

Внутренние усилия

Комбинации расчетных усилий при = 0,9

I

II

III

Изгибающий момент М, кНм

123,33

208,89

279,46

Продольная сила N, кН

814,99

620,59

814,99

3) Проверим условие <0,82*.

=531,03кНм <0,82 •=0,82*398,71=326,94кНм - условие выполняется.

4) Определим при =1,1 по п.6 (прил.7, табл.1)

=*=1,1*14,5=15,95МПа.

5) Вычислим случайный эксцентриситет =Н/380=9,75/380=0,025м;

=h/30-0,6/30=0,012м; =0,006м.

6) Эксцентриситет продольной силы

=M/N=123,33/814,99=0,15м.

  1.  Так как =0,15м >=0,025м, то случайный эксцентриситет не учитываем.
  2.  Определим отношение =/h=O,15/0,38=0,39;

=O,5-O,01/h-O,O1=O,5-O,O1*0,15/0,6-0,01*15,95=0,498.

Принимаем большее значение: = =0,498.

9)  Момент от длительно действующих нагрузок

/= М/+ N/ /(0,5*h-a)=123,31+717,79(0,5*0,38-0,04)=230,98кН*м.

10) Вычислим =1+/ /, принимая для тяжелого бетона =1.

=1+1*230,98/531,03=1,435

  1.   Принимаем в первом приближении =0,005.
  2.   Приведенный момент инерции

=**b*h(0,5h-a/)2=7,04*0,005*0,4*0,6(0,5*0,38-0,04)2=1,2*10-4м4,

=

13) Момент инерции бетонного сечения

м4.

14) Критическая сила

15) Коэффициент продольного изгиба

= 1/(1-N/)=1/(1-814,99/14150)=1,06.

16) Эксцентриситет продольной силы

е=е0 +0,5h-а=0,15*1,06+0,5*0,38-0,04=0,31м.

17) Площадь сечения арматуры сжатой зоны

18) Площадь сечения растянутой арматуры

19) Площадь арматуры S принимаем минимальной из конструктивных
требований, но не менее

  1.  Коэффициент w=0,85-0,008R ^=0,85-0,008-15,95=0,722.
  2.  При отрицательном значение площадь сечения арматуры

Арматура в сжатой зоне по расчету не требуется, поэтому ее сечение назначаем в соответствии с конструктивными требованиями.

Исходя из площади A;s = 3,04см2, необходимо принять продольную арматуру диаметром не менее 12мм. Назначаем рабочую продольную арматуру

3d12А-IIIс =3,39см2.

22) Вычислим относительную несущую способность

Тогда

Площадь поперечного сечения растянутой арматуры равна

Таким образом, в растянутой зоне арматура по расчету не нужна и ее сечение назначаем в соответствии с конструктивными требованиями:

3d16А-IIIс =6,03см2.

23) Коэффициент армирования сечения

что незначительно отличаетя от предварительно принятого 0,005. Следовательно, расчет можно не уточнять.

Расчет из плоскости изгиба

При выполнении расчета колонны из плоскости изгиба принимаем высоту сечения, равной ширине, т.e.h=b=0,4м. Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба в соответствии с данными табл.7 равна

lо = 1,5*Н2=1,5*2,9=4,35м.

Так как отношение lо/h=4,35/0,4=10,875 не превышает ту же величину в плоскости изгиба(lо/h=14,05), то расчет колонны из плоскости изгиба не выполняем и считаем, что прочность надкрановой части колонны достаточна, В случае превышения отношения lо/h необходимо выполнить расчет из плоскости изгиба по алгоритму, приведенному в табл.3, прил.7.

Проверка прочности наклонного сечения

На колонну действует поперечная сила Q=16,06 кН (табл.5). При этом выполняем расчет при коэффициенте связи с тем, что поперечная сила суммируется с нагрузками непродолжительного действия (ветровой и крановой).

Выполним проверку прочности колонны без развития наклонных трещин из условий:

где коэффициенты ; -для тяжелого бетона;

с=0,25*Н2=О,25*2,9=0,725м; =1,1*1,05=1,155МПа;

При этом =16,06кH<=136,35кН; =136,35кН<2,5=392,7кН;

=136,35кН>=113,76кН.

Все три условия выполняются. В связи с этим поперечное армирование назначаем по конструктивным соображениям. Принимаем поперечные стержни d6 A-I с шагом s<20*d=20* 16=320 мм, где d - диаметр рабочей арматуры колонны. Принимаем s=300m.

Расчет подкрановой части колонны

Расчет в плоскости изгиба

Расчет подкрановой части колонны выполним на основе алгоритма табл. 1 прил.7. Из табл.6 приведем данные по комбинациям усилий в подкрановой части колонны (см. табл.9).

При расчете влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы не учитываем в связи с тем, что рассматриваемое сечение находится в нижней трети высоты колонны.

Таблица 9

Внутренние усилия

Комбинации расчетных усилий при 0,9

I

II

III

Сечение 4-4

Изгибающий момент М, кНм

102,34

64,36

113,9

Продольная сила N, кН

450,84

450,84

652,79

Сечение 3-3

Изгибающий момент М, кНм

-

28,01

-

Продольная сила N, кН

-

481,21

-

1) Для этого из табл. 6 и 9 выбираем невыгоднейшие сочетания усилий:

от всех нагрузок М=113,9кНм; N=652,79кН;

от всех нагрузок без учета ветровой М'=102,34кНм; N'=450,84кН.

2) 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.

=113,9+652,79(0,5*0,9-0,04}=283,62кНм;

=102,34+450,84(0,5*0,9-0,04)=219,56кНм.

3) Проверим условие <0,82 *.

=219,56кНм <0,82 •=0,82*283,62=232,57кНм -условие выполняется

4) Определим при =1,1 по п.6 (прил.7, табл.1)

==1,1*14,5=15,95МПа.

5) Вычислим случайный эксцентриситет

=h/30=0,9/30=0,03м.

6) Эксцентриситет продольной силы

=M/N=113,9/652,79=0,174м.

7) Так как =0,174м>=0,03м, то случайный эксцентриситет не учитываем.

8) Принимаем =1.

9)  Эксцентриситет   продольной   силы   относительно   центра   тяжести
растянутой арматуры

е=+0,5h-a=0,174*1+0,5*0,9-0,04=0,434м.

10) Площадь сечения арматуры сжатой зоны

11) Площадь сечения растянутой арматуры

Назначаем растянутую рабочую продольную арматуру

3d20 A-III с A's=9,41cm2.

Арматура в сжатой зоне по расчету не требуется, поэтому назначаем данную арматуру в соответствии с конструктивными требованиями.

=0,0O2*b*h=0,002*0,4*0,9=O,00072м2=7,2см2.

Исходя из площади =7,2см2, необходимо принять продольную арматуру диаметром не менее 18мм.

Назначаем рабочую продольную арматуру

3d18A-IIIcA's=7,63cm2.

12) Коэффициент армирования сечения

Расчет из плоскости изгиба

Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости изгиба в соответствии с данными табл.7 равна

Отношение lо/h =6,08/0,9=6,75 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. В случае превышения отношения lо/h необходимо выполнить расчет из плоскости изгиба по алгоритму, приведенному в табл.3, прил.7.

Проверка прочности наклонного сечения

Расчет подкрановой части на действие поперечной силы не выполняем, так как высота сечения подкрановой части больше, чем надкрановой, для которой поперечное армирование не требуется.

Расчет короткой консоли

Определим поперечную силу, действующую на консоль: 539,3

где  - нагрузка от веса подкрановой балки и кранового рельса; -расчетная вертикальная нагрузка от двух сближенных кранов. Данные по величинам ; - см. раздел 3.1.5 (определение нагрузок на раму).

Расчет и  конструирование   консоли  колонны производим в следующей последовательности:

Минимальный вылет   консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие

=0,340 м- ширина подкрановой балки в месте опирания.

Принимаем конструктивно = 25см кратно 50мм.

Определим расстояние от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны =750+250-900=100мм, где =750мм -привязка силы  к разбивочной оси; с=250мм - привязка колонны.

Вычислим максимальную высоту консоли

и минимальную высоту консоли

Тогда из 2 условий рабочую высоту консоли назначаем кратно 50мм 75см.

Полная высота сечения консоли h=h0+a=75+5=80см, где а=5см -защитный слой бетона.

Из конструктивных требований (как для короткой консоли) должно выполняться следующее условие l1=25см<0,9*h0=0,9*75=67,5см.

Требование удовлетворяется.

Высоту свободного конца консоли h1 определим из 2 соотношений:

h1 =h- l1 *tg 45°=800-250=550мм; ht>h/3=800/3=266,67мм.

Кроме того, необходимо учесть конструктивное требование для h1 в зависимости от грузоподъемности крана. В примере грузоподъемность крана равна 10т. Следовательно, h1 должно быть не менее 400мм. В связи с этим подкорректируем высоту консоли h=700мм (h=ho+а=650+50=700мм).

Принимаем высоту свободного конца консоли h1=350мм, кратно 50мм.

Расчетный изгибающий момент в сечении у грани колонны:

М=1,25•=1,25•667,17•0,2=166,79кН*м.

Для определения рабочей арматуры в консоли колонны вычислим коэффициенты:

Требуемая площадь сечения рабочей продольной арматуры равна

По сортаменту   принимаем 2 d 22 А-III cAs =7,6см2 .

Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли, на которые потом устанавливают и крепят подкрановую балку.

Сделаем выбор армирования консоли. Для этого сравним

h=800мм и 2,5*а'=2,5*100=250мм.

Из анализа видно, что h=800мм > 2,5a1=250мм.

Тогда предусматриваем армирование консоли в виде горизонтальных хомутов и отогнутых стержней.

Исходя из выбранной схемы армирования, назначим конструктивно:

диаметр горизонтальных хомутов с шагом s1=150мм - 6 d 10 A-I;

диаметр отогнутых стержней (с учетом конструктивных требований) принимается не более 25мм и не более 1/15  (длины отгиба)- 2 d 16 А-III.

Тогда суммарная минимальная площадь сечения отгибов

Ajnc = 2*201=402мм и хомутов Aw = 6*78,5 = 471,0мм  составит

A=Ajnc+Aw=402+471,0=873мм2 .

Сравним с 0,002 • bКОЛонны *hконсоли =0,002*400*800=640мм2

A = 873мм2 >640мм2- условие выполняется.

Следовательно, назначим: диаметр хомутов -d 10 A-I; диаметр отогнутых стержней - d 16 А-Ш. Армирование консоли колонны приведено на рис. 15.

Выполним проверку прочности консоли колонны на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой по формуле

где 667,17кН; =340mm - длина площадки опирания нагрузки вдоль вылета консоли; b-400мм - ширина консоли (колонны);

-синус угла наклона расчетной

сжатой полосы к горизонтали; - коэффициент

армирования хомутами, расположенными по высоте консоли; sw =s=150mm -расстояние между хомутами, измеренное по нормали к ним;   коэффициент

Тогда сравним данные по условию прочности

=

Условие выполняется.

На рис. 15 приведены данные по армированию колонны.

Рис. 15. Армирование колонны крайнего ряда

Расчет верхнего торца колонны на местное сжатие

На верхний торец колонны опирается ферма покрытия, которая передает нагрузку 426,22+194,40=620,62кН.

Расчет на местное смятие производим по алгоритму, приведенному табл.4 прил. 7:

  1.  Вычислим площадь смятия м2;
  2.  Определим расчетную площадь смятия

м2;

где b- ширина колонны; -ширина площадки опирания; - длина площадки опирания фермы на колонну.

  1.  Найдем коэффициент .
  2.  Вычислим уточненное расчетное сопротивление бетона сжатию
    МПа,

где  -для бетона класса В25.

5) Проверим условие прочности на сжатие без косвенного армирования

где  - коэффициент, принимаемый равным 0,75 при неравномерном распределении местной нагрузки на площадке смятия (допустим, под концами стропильных конструкций).

Условие выполняется.

Таким образом, косвенное армирование по расчету не требуется. Предусматриваем косвенную арматуру в виде четырех сварных сеток из арматурной проволоки класса Вр-1, диаметром 5мм с ячейкой 90x90мм и шагом S, равным 100мм конструктивно.

3 Расчет и конструирование стропильных железобетонных конструкций

В одноэтажных промышленных зданиях в качестве несущих элементов, на которые опираются панели и плиты покрытия, могут быть балки, фермы, арки, В курсовом проекте рассчитываются и конструируются балки или фермы (по заданию).

3.1 Расчёт и конструирование двутавровой балки покрытия

  1.  Исходные данные:

Пролет балки Lб=17950 мм

Высота сечения Нб=790 – 1450 мм

Ширина верхнего пояса bf' =400 мм

Высота верхнего пояса Hf' = h1+h2 = 160+50=210 мм, где h1 =160 мм; h2 =50 мм – высоты верхней и нижней части пояса

Ширина нижнего пояса bf =270 мм

Высота нижнего пояса Нf =h3+h4 =180+60 =240 мм, где h3 =180 мм; h4 =60 мм – высоты верхней и нижней части пояса

Толщина стенки балки tс = 100мм.

Рис. 16. Опалубочный чертеж


Материал балки:

а) бетон класса В40  Rb,ser =29 МПа – расчетное сопротивление бетона для предельных
состояний второй группы на осевое сжатие (см1, табл. 12)

Rbt,ser =2,1 МПа – расчетное сопротивление бетона для предельных состояний второй группы на осевое растяжение (см 1, табл. 12)

Rb =22 МПа – расчетное сопротивление бетона на осевое сжатие (призменная прочность) (см 1, табл. 13)

Rbt =1,4 МПа – расчетное сопротивление бетона на осевое растяжение (см1, табл. 13)

Еb =32500 МПа – начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении (см1, табл.13)

γb2 =0,9 – коэффициент условия работы бетона (см 1, табл. 15, п.2б)

Rbp =0,8B =0.8*40 =32 Мпа – предварительная прочность прочность бетона, назначается согласно (1, п.2.6*табл.8*); В=40 МПа – класс бетона

б) Арматура предварительно напрягаемая из высокопрочной проволоки периодического профиля диаметром 5 мм класса Вр-II ГОСТ7348-81:

Rs =1045 МПа (см1, табл.23)

Rs,ser =1255 МПа (см1, табл.20)

Еs =2*105 МПа (см1, табл.29*) – модуль упругости арматуры

в) Поперечная арматура из стали класса А-III ГОСТ5781-82:

Rs =355 МПа при d =6 – 8 мм(см1, табл.23)

Rs =365 МПа при d =10 – 40 мм (см1, табл.23)

Rs,ser =390 МПа (см1, табл.20)

Еs =2 105 МПа (см1, табл.29*) – модуль упругости арматуры

Предварительно контролируемое напряжение

Проверяем условие при

<

>

Условия выполняются.

Коэффициент точности натяжения арматуры:

– при механическом способе натяжения;

при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения

при благоприятном –

2. Расчетный пролет и нагрузки

, где Δ – расстояние от оси здания до торца балки (25 – 30мм); а0 – расстояние от торца балки до середины опоры (15 – 20см)

Таблица 1

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка кН/м

Коэффициент надежности по нагрузке γf

Расчетная нагрузка кН/м

Постоянная от покрытия и собственного веса балки

43,2

12,1

1,1

64,69

13,31

Временная (снеговая):

длительная

кратковременная

8,1

18,9

1,4

1,4

11,34

26,46

Полная:

постоянная и                  длительная qld

кратковременная Pcd

63,4

18,9

89,34

26,46

Всего

qn=82,3

q=115,8

3. Усилия в сечениях балки от действующих нагрузок

Максимальный момент в середине пролета от полной расчетной нагрузки:

, где γn=0,95 – коэффициент надежности по назначению

Максимальный момент в середине пролета от полной нормативной нагрузки:

Наибольшая поперечная сила от полной расчетной нагрузки:

Изгибающий момент в 1/3 пролета балки от расчетной нагрузки (x1=L0/3=17,65/3=5,89 м):

4. Предварительный расчет сечения арматуры

Из условия обеспечения прочности, сечение напрягаемой арматуры должно быть:

В сечении на расстоянии 1/3 пролета от опоры балки:

,

где h0=h-а=154 – 18/2=145 см;

- расстояние от торца балки до сечения  в 1/3 расчетного пролета;

;

hos=0,79 м – высота сечения у опоры балки.

Ориентировочное сечение напрягаемой арматуры из условия обеспечения трещиностойкости:

, где β=0,6 – для тяжелого бетона.

Необходимое число проволоки Ø5Вр-II, Аs=0,196 см2:

nsps=14,2/0,196=72.

Назначаем 75Ø5Вр-II, Аs=14,7 см2.

Для дальнейших расчетов принимаем площадь ненапрягаемой арматуры в сжатой зоне бетона (полке) конструктивно 4Ø10А-III, Аs'=3,14 см2, то же, в растянутой зоне Аs=3,14 см2.

Рис.17. Расчетное сечение балки в середине пролета

5. Определение геометрических характеристик приведенного сечения

Отношение модулей упругости

Приведенная площадь арматуры

Площадь приведенного сечения посередине балки

Ared=40·16+2·15·5/2+27·18+2·8,5·6/2+109·10+90,5+19,3=2452 см2

Статический момент сечения относительно нижней грани

Sred=40·16·(154-16/2)+2·15·5/2·(154-16-5/2)+27·18·(18/2)+2·8,5·6/2·(18+6/2)+109·10·(18+6+109/2)+

+90,5·9+19,3·(154-3)=198341 см3

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани

y0=Sredred=198341/2452=81 см

то же до верхней грани    y0'=154-81=73 см.

Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения

,

где I0 – момент инерции рассматриваемого сечения относительно своего центра тяжести;

А – площадь сечения;

аi – расстояние от центра тяжести рассматриваемой части сечения до центра тяжести приведенного сечения.

Момент сопротивления приведенного сечения для нижней растянутой грани балки при упругой работе материалов

Wred=Ired/y0=7306603/81=90205 см3;

то же для верхней грани балки W'red=Ired/y'0=7306603/73=100091 см3

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки

,

где при    

то же до нижней ядровой точки   

Момент сопротивления сечения для нижней грани балки с учетом неупругих деформаций бетона

где    

то же для верхней грани

где   

6. Определение потерь предварительного напряжения арматуры

Потери предварительного напряжения в арматуре определяем по табл. 5 СниП2.03.01 – 84* «Бетонные и железобетонные конструкции».

Первые потери (до обжатия бетона):

- от релаксации напряжений арматуры

- от температурного перепада (при Δt=650)

- от деформации анкеров у натяжных устройств, при длине арматуры l=19 м

где    Δl=1,25+0,15d=1,25+0,15·5=2 мм

d=5 мм – диаметр напрягаемой арматуры

При прямолинейной напрягаемой арматуре  σ44'=0

Потери от деформации формы не учитываем, т.к. натяжение арматуры производится на упоры стенда   σ55'=0

Усилие обжатия бетона с учетом потерь σ1, σ2, σ3 при коэффициенте точности натяжения арматуры  γsp=1

Эксцентриситет действия силы P1:    еор=y0 – а=81 – (21/2)=70,5 см

Расчетный изгибающий момент в середине балки от собственного веса, возникающий при изготовлении балки в вертикальном положении

где   qс=5,55 кН/м – расчетная нагрузка от собственного веса балки

то же от нормативной  

Напряжение обжатия бетона на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия  Р1  и момента   Мсп

    Отношение σbp/Rbp=9,8/32=0,306<0,75, что удовлетворяет СниП. Это отношение меньше αmax=0,8 для бетона класса В40 (α=0,25+0,025Rbp≤0,8;  α=0,25+0,025·32=1,05; принято α=0,8). Поэтому потери напряжений от быстронатекающей ползучести для бетона, подвергнутого тепловой обработке, будут:

Первые потери:    

Вторые потери:

- от усадки бетона классаВ40, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении σ8=40 МПа

- от ползучести бетона при   σbp/Rbp=0,306<α=0,75

σ9=0,85·150·σbp/Rbp=0,85·150·0,306=39 МПа

Суммарное значение вторых потерь:   σlos289=40+39=79 МПа

Полные потери предварительного напряжения арматуры

Усилие обжатия с учетом полных потерь: P2sp·(σsp - σlos)=14,7·(880-

 239)·100=94227 Н=243 кН

7. Расчет прочности балки по нормальному сечению

Определяем положение нейтральной оси из условия (при γ4=1)

1045·100·14,7<22·100·0,9·40·(16+5/2)+365·100·3,14

1536150 Н<1579810 Н

следовательно, нейтральная ось проходит в полке вблизи ребра.

Находим граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона  ξR:

где   

σSR=RS+400 - σSP=1045+400 – 880=565 МПа

σSC,U=500 МПа при γb2<1

Высоту сжатой зоны х находят по формуле:

Проверяем условие      ξ<ξR

ξ=x/h0=18/145=0,124<0,47

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением в середине балки

8. Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси по поперечной силе

Максимальная поперечная сила у грани опоры   Q=251кН

Размеры балки у опоры: h=80 см, h0=80-9=71 см, b=10 см (на расстоянии 0,75 м от торца балки), b=27 см (на опоре)

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось С

- коэффициент φf, учитывающий влияние свесов сжатой полки

принято φf=0,5

- коэффициент φn, учитывающий влияние продольного усилия обжатия (усилие предварительного обжатия при γsp=1:   N=P2=943 кН):

принято  φn=0,5; параметр  (1+ φfn)=1+0,5+0,5=2>1,5, принимаем   1,5,

Вычисляем   ,

где   φb=2 – коэффициент, учитывающий влияние вида бетона

В расчетном наклонном сечении предварительно принимаем  Qb=Qsw=Q/2, следовательно,

Тогда    - требуется поперечное армирование по расчету

Принимаем для поперечных стержней арматуру Ø10 класса А-III, Аsw=0,785 см2

По конструктивным требованиям шаг поперечных стержней S должен быть не более 1/3h и не более 50 см; S=h/3=80/3=27 см, принимаем предварительно на приопорных участках длиной около   3 м  S=10 см

Усилие, воспринимаемое поперечными стержнями у опоры на 1 см длины балки,

,

где Rsw=285 МПа для арматуры класса А-III; nx=2 – число поперечных стержней в одном сечении

Проверяем условие: qsw>0,5φb3(1+ φfn)Rbtb

4474,5>0,5·0,6·1,5·1,4·100·10=630 Н/м – условие удовлетворяется

Длина  

Поперечное усилие  Qsw=qswC0=4474,5·68,8=307,8 кН

Поперечная сила при совместной работе бетона и поперечной арматуры

Qb,sw=Qb+Qsw=307,8+307,7=615,5>Qmax=251 кН, следовательно прочность наклонного сечения обеспечена

На остальных участках балки поперечные стержни располагаем в соответствии с эпюрой Q

Для средней половины пролета при h0=107 см и по конструктивным требованиям Smax=50 см:

принимаем С0=231,8 см; С=С0=231,8 см; Qsw=qswС0=894,9·231,8=207,4 кН;

Qb,sw=Qb+Qsw=207,4+207,4=414,8 кН > Q=125,5 кН (в ¼ пролета)

Для сечения в 1/8 пролета при h0=89 см, S=20см:

принимаем С0=121,9 см; С=С0=121,9 см

(в 1/8 пролета)

Рис. 18. К расчету балки на действие поперечных усилий

а – схема загружения балки; б – эпюра усилий от нагрузки и по армированию поперечными стержнями; 1 – эпюра Q по расчету; 2 – то же, по армированию

9. Расчет по предельным состояниям второй группы. Расчет по образованию трещин, нормальных к оси балки

В этом расчете следует проверить трещиностойкость балки при действии эксплутационных нагрузок (при γf>1) и при отпуске натяжения арматуры.

Расчет при действии эксплуатационных нагрузок

Равнодействующая усилий обжатия бетона с учетом всех потерь при γsp=1

а при γsp=0,9         Р02=0,9·942,3=848,1 кН

Эксцентриситет равнодействующей        е00 – а=81-9=72 см

Момент сил обжатия относительно верхней ядровой точки

Мrp02(r0)=848,1·(31,27+72)=875,83 кН·м

Момент, воспринимаемый сечением балки в стадии эксплуатации непосредственно перед образованием трещин в нижней части,

Мcrc=Rbt, serWpe+Mrp=2,1(100)144235+87583·103=1179·105 Нсм=1179 кНм>Mcn=960 кНм

Поэтому расчет на раскрытие трещин можно не производить.

Расчет при отпуске натяжения арматуры.

Усилие обжатия бетона при γsp=0,9:

P01=γspAsp(σspσlos1)=0,9·14,7(880–160)·(100)=952560 H=952,6 кН

Эксцентриситет равнодействующей е00–а=73–3=70см

Момент усилия Р01 относительно нижней ядровой точки

Mrp=P01(r-e0)=952,6(31,27-70)=–36900 кНсм=–369 кНм (формула 130)

Момент внутренних сил в момент отпуска натяжения

Mcrc=Rbt,serWpl+Mrp=2,1(100)144355–369·105=–65,8·105 Нсм= –65,8 кНм, что меньше абсолютного значения нормативного момента от собственного веса , поэтому трещин в верхней зоне балки при γsp=0,9 не образуется. При γsp=1,1 будем иметь:

P01=952,6(1,1/0,9)=1164,3 кН; Mrp=1164,3(34,7-72)10-2=434,3 кНм; Mcrc=2,1(100)144355–434,3·105=–131,2 кНм<, следовательно, и при γsp=1,1 в верхней зоне трещины не появляются.

10. Расчет по образованию трещин, наклонных к оси балки.

В соответствии с указаниями п. 4.11 (см 1) расчет выполняем на главные растягивающие напряжения, определяя их от расчетных усилий при γf>1 и при γsp>1 по оси, проходящей через центр тяжести приведенного сечения, а также в местах примыкания полок к стенке балки.

За расчетное принимаем сечение 2 – 2, в котором сечение стенки уменьшается с 27 см до 10 см. Высота балки на расстоянии 0,55 м от опоры при уклоне 1/12:

Поперечная сила от расчетной нагрузки в сечении 2 – 2

Геометрические характеристики сечения 2 – 2 балки

- площадь приведенного сечения

Ared=40·18,5+27·21+45,5·10+90,5+19,3=1871,8 см2

- статический момент сечения относительно нижней грани

Sred=40·18,5·(85-18,5/2)+27·21·21/2+45,5·10·(45,5/2+21)+90,5·9+19,3·(85-3)=84312 см3

- расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани

у0=Sredred84312/1871,8=45 см

то же до верхней грани     у0′=85-45=40 см

- момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести сечения

- статический момент верхней части приведенного сечения балки относительно центра тяжести     Sred=40·18,5·(40-18,5/2)+(40-18,5)·10·(40-18,5)/2+19,3·(40-3)=25780,4 см3

Скалывающие напряжения τху на уровне центра тяжести приведенного сечения

Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести сечения от усилия обжатия при γsp=0,9

σх02red=848100/1871,8=4,53 МПа

Поскольку напрягаемая поперечная и отогнутая арматура отсутствует, то σу=0. Момент у грани опоры принимаем равным нулю.

Главные растягивающие  σmt и сжимающие  σmc напряжения находим по формуле:

Проверяем условие:        σmt≤γb4Rbt,ser,

где

σmt=2,31 МПа>γb4Rbt,ser=2,1 Мпа,

следовательно трещиностойкость по наклонному сечению не обеспечена.

Для повышения трещиностойкости по наклонному сечению необходимо увеличить толщину стенки у опоры. Принимаем у опоры b=12 см, не делая полного пересчета, получим

, трещиностойкость по наклонному сечению обеспечена. Практически это достигается удлинением уширений на опоре на такое расстояние, чтобы удовлетворялось условие трещиностойкости

4 ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ

4.1 Расчет и конструирование фундаментов

Данные для проектирования

Для расчета и конструирования фундамента под колонну крайнего ряда назначим материалы бетона и арматуры:

бетон тяжелый класса В15; (; ).

рабочая продольная арматура класса А-III ().

конструктивная и поперечная арматура класса А-I ()

Глубина заложения фундамента . Основанием служит пылеватый песок, плотный, влажный с расчетным сопротивлением грунта , значением удельной массы грунта и фундамента .Под фундаментом предусмотрена песчано-гравийная подготовка. Защитный слой бетона -70мм.

Первая комбинация ()

при    М4-4=102,34кН·м;  N4-4=450,84кН;  ;Q4-4=14,45кН

при =1  М4-4=102,34/1,15=88,99кН·м;  N4-4=450,84/1,15=392,03кН;

Q4-4=14,45/1,15=12,56кН·м;

где 1,15 – усредненный коэффициент по нагрузке.

Вторая комбинация ()

при    М4-4=113,9кН·м;  N4-4=625,79кН;  ;Q4-4=14,45кН

при =1  М4-4=113,9/1,15=99,04кН·м;  N4-4=625,79/1,15=544,16кН;

Q4-4=14,45/1,15=12,56кН·м;

Нагрузка от веса фундаментной балки:

,

где -коэффициент надежности по нагрузке; -коэффициент по назначению здания; -плотность железобетона; -длина балки;

,

Момент от веса фундаментной балки при  

Момент от веса фундаментной балки при  

Суммарные расчетные усилия, действующие относительно оси симметрии в уровне подошвы фундамента (без учета веса фундамента и грунта на нем):

Первая комбинация ()

при 1  M = M4-4 + QI4-4 · d + Mфунд.балки =

=102,34+14,45*(2,25-0,15)=132,68кНм;

N = N4-4 + Gфунд.балки = 450,84+26,84=477,68кН.

при = 1  M = M4-4 + QI4-4 · d + Mфунд.балки =

=88,99+12,56*(2,25-0,15)=115,37кНм;

N = N4-4 + Gфунд.балки = 392,03+24,4=416,43кН.

Расчет фундамента выполним по алгоритму:

1) Определяем предварительно площадь подошвы центрально-нагруженного фундамента:

Принимаем соотношение сторон подошвы фундамента =0,67.

Принимаем унифицированные размеры: l =2,1м ;b =1,5м.

2) Проверим условие  

-условие выполняется.

3) Вычислим площадь подошвы фундамента А и момент сопротивления W:

А=l*b=3,15м2;

4) Уточняем расчетное сопротивление грунта:

где -расчетное сопротивление грунта по заданию; -коэффициент для пылеватых песков; b=1,5м-ширина подошвы фундамента; b1=1,5-0,3-0,45=0,75м-ширина ступени фундамента; d=2,25м-глубина заложения фундамента; h=2,1м-высота фундамента.

5) Давление грунта под подошвой фундамента:

;

.  

 

Сравним значения:

-условие удовлетворяется;

- условие не удовлетворяется;

-условие удовлетворяется.

Так как одно из условий не выполняется производим увеличение подошвы фундамента. Принимаем b=2,1м; l=2,7м.

Тогда А=l*b=2,1*2,7=5,67м2;

Определяем значение грунта под подошвой фундамента с новыми значениями:

;

.  

 

Сравним значения:

-условие удовлетворяется;

- условие не удовлетворяется;

-условие удовлетворяется.

где R =212,9кПа-уточненное расчетное значение сопротивление грунта, определенное по формуле:

Окончательно принимаем размеры фундамента *=2,1*2,7м.

Учитывая то, что фундамент значительно заглублен принимаем конструкцию фундамента с подколонником стаканного типа.

6) Установим основные размеры фундамента: толщину стенок стакана поверху назначаем =325мм вдоль ширины фундамента b и =375мм вдоль длины фундамента l; зазор между колонной и стаканом 75мм. Размеры сечения колонны =0,9х0,4м; размеры подколонника в плане:  -принимаем *=1,2*1,8м.

Высоту ступеней назначаем . Высота подколонника . Глубину стакана назначают из условия заанкерования колонны и ее рабочей арматуры ;;

Принимаем и глубину стакана . Размеры дна стакана в плане  .

Размеры ступеней в плане: , , , .

Толщина защитного слоя а=0,07м. Рабочая высота фундамента для первой ступени , для второй ступени , для подколонника . Обозначения показаны на рис.19.

Рис.19. Конструкция фундамента крайнего ряда

7) Расчет фундамента на продавливание с первоначальной проверкой условий:

-=- условие не выполняется.

-=2,1м=- условие удовлетворяется.

-- условие удовлетворяется.

-- условие удовлетворяется.

Условие прочности на продавливание

где  .-максимальное давление под подошвой фундамента от расчетных нагрузок в уровне обреза верхней ступени, где 497,43кН=416,43+1,*1,2*1,5*25 сила N; 123,63=115,37+(14,45*1,5)-13,42-изгибающий момент.

Тогда F=19,15кН  -условие выполняется и считаем размеры фундамента достаточными.

8) Определяем давление на грунт в наиболее нагруженной области у края фундамента, а также в сечениях I-I, II-II, III-III:

;

;

;

где -коэффициенты, определяемые по формуле длина консоли от края фундамента до расчетного сечения. В частности,

 

9) Изгибающие моменты в сечениях I-I, II-II, III-III на 1м ширины фундамента:

;

;

;

10) Вычислим требуемую площадь сечения арматуры класса А-III вдоль длинной стороны фундамента:

где -изгибающий момент в рассматриваемом сечении консольного выступа (по грани колонны или по граням ступеней); -рабочая высота рассматриваемого сечения от верха ступени до центра арматуры; -расчетное сопротивление арматуры.

Наиболее опасное сечение II-II на грани подколонника. Принимаем на 1м ширины фундамента 512 А-II () с шагом 200мм.

11) В направлении короткой стороны подошвы фундамента армирование определяем по среднему давлению .

12) Изгибающие моменты на 1м ширины фундамента для сечений I-I; II-II; III-III определим по формуле:

13) Требуемая площадь арматуры класса A-III вдоль короткой стороны фундамента:

.

Принимаем на 1 м длины фундамента 512 А-II () с шагом 200мм.(рис.20).

Рис.20 Армирование фундамента под колонну крайнего ряда

14) Выполним расчет прочности поперечных сечений подколонника. При этом расчет на внецентренное сжатие произведем для коробчатого сечения стаканной части в плоскости заделанного торца колонны (сечение IV-IV-см. рис. 19).

15) Размеры коробчатого сечения, преобразованного в эквивалентное двутавровое, м:  ; ; ; ; ; .

16) Расчетные усилия в сечении IV-IV (при 1):

;

.

17) Эксцентриситет продольной силы . Случайный эксцентриситет не учитываем. Расстояние от растянутой арматуры до N: .

18) Проверяем условие N=562,32кН, следовательно, нейтральная ось проходит в полке, и сечение рассчитываем как прямоугольное, шириной .

19) Определим и  принимая симметричное армирование:

20) Вычислим площадь поперечного сечения рабочей продольной арматуры

т.е. продольная арматура по расчету не требуется.

21) Назначаем: .

Принимаем 518 А-III () с каждой стороны подколонника.

22) Проверяем -условие не выполняется, необходимо определить поперечную арматуру из расчета на момент в наклонном сечении, проходящем через сжатое ребро торца колонны и верхнее ребро стакана.

23) Поперечное армирование проектируем в виде горизонтальных сеток из арматуры класса А-I, шаг сеток принимаем s=150мм<hc/4=0,225мм.

24) Определим момент  в наклонном сечении, проходящем через сжатое ребро торца колонны и верхнее ребро стакана:

25) Определим площадь сечения поперечных стержней сетки подколонника

 

где1,15+1,05+0,95+0,75+0,55=4,45м- сумма расстояний от каждого ряда поперечной арматуры до нижней грани колонны.

Принимаем конструктивно сетку из стержней 46А-I с Asw=1,13см2.

Содержание

1. Исходные данные для курсового проекта.

2. Конструктивно-компоновочное решение здания.

2.1 Подбор конструкций поперечной рамы

2.2 Компоновка поперечной рамы

2.3 Определение нагрузок на раму здания

2.4 Статический расчет поперечной рамы

2.5 Определение расчетных сочетаний усилии

2.6 Расчет и конструирование колонн здания

2.7 Конструирование колонн

2.8 Косвенное армирование

2.9 Конструирование короткой консоли

2.10 Расчет колонны крайнего ряда

3. Расчет и конструирование стропильных железобетонных конструкций

3.1 Расчёт и конструирование двутавровой балки покрытия

4. Железобетонные фундаменты

4.1 Расчет и конструирование фундаментов

  


Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

4

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

5

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

6

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

7

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

8

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

9

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

10

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

11

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

2

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

13

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

14

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

15

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

16

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

4

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

17

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

18

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

4

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

24

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

25

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

26

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

27

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

28

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

29

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

30

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

31

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

32

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

33

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

34

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

35

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

36

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

37

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

38

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

39

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

40

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

42

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

43

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

44

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

45

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

46

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

47

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

48

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

49

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

50

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

52

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

53

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

54

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

4

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

55

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

56

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

57

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

58

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

59

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

60

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

61

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

62

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

2

КП-05055017-270102-У-08

Разраб.

Каминский И.В.

Провер.

Попович А.П.

 

Зав. каф.

Енджиевский Л.В.

стадия

Листов

62

КрасГАСА, каф. СК

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

19

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

20

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

21

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

22

КП-05055017-270102-У-08

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

23

КП-05055017-270102-У-08


 

А также другие работы, которые могут Вас заинтересовать

26459. Стилоподий тазовой конечности и ТБС 23.5 KB
  Связки: тазовая впадина обрамлева вертлужной губой поперечная связка впадины связка головки бедра – круглая. Мышцы действующие на этот сустав располагаются в области таза и бедра при этом наиболее многочисленны экстензоры которые формируют две группы: ягодичнуюповерхностная ягодичная gluteus superficialis средняя ягодичная gluteus medius глубокая ягодичная gluteus profundus добавочная ягодичная и заднебедренную biceps femoris полусухожильная semitendinosus полуперепончатая semimembranosus квадратная quadratus femoris. Ягодичная...
26460. Морфофункциональная характеристика производных кожного покрова 56.5 KB
  ткань сосуды питание нервы иннервация волоса Волосяная нить имеет З зоны мозговая зона придает прочность построена из кубического эпителия средняя зона построена из плоского эпителия в нём накапливается пигмент наружный слой кутикула роговые чешуйки КЛАССИФИКАЦИЯ остевые – хорошо развит мозговой слой диаметр 70300 мкм покровные волосы длинные волосы челка грива хвост щетина пуховые – отсутствует мозговая зона мягкие располагаются рядом с остевыми диаметр 1540 мкм переходные – мозг зона в виде прерывистой линии...
26461. Морфофункциональная характеристика скелета и деление его на отделы 26 KB
  Морфофункциональная характеристика скелета и деление его на отделы Скелет skeleton кости соединённые в определённой последовательности и формирующие твёрдый каркас тела животного. Определяет форму тела В составе скелета – 200300 костей Л КРС: 207214; ССВ К: 271288 Масса скелета в от общей массы тела: СВ – 6 КРС Л – 15; С К – 10 Скелет является пассивным опорным и несущим...
26462. Морфофункциональная характеристика соединений костей 25.5 KB
  Морфофункциональная характеристика соединений костей ТИПЫ СОЕДИНЕНИЯ КОСТЕЙ СКЕЛЕТА Непрерывный синартроз – при помощи непрерывного слоя ткани Синсаркоз – при помощи мышечной ткани грудная конечность к позвоночному столбу Синдесмоз – при помощи плотной волокнистой соединительной ткани швы связки мембраны sutura шов – прослойка соединительной ткани между костями череп особенно у молодых животных membrana пластинка преобладают коллагеновые волокна между костями предплечья ligamentum связки – пучки коллагеновых...
26463. Морфофункциональная характеристика суставов 31.5 KB
  Морфофункциональная характеристика суставов Прерывный тип соединения сустав diartrosis articulatio Основное образование Добавочное образование cartilago articularis построен из волокнистой гиалиновой ткани отсутствуют кровеносные сосуды обеспечивает защиту уменьшает трение увеличивает размах движения в суставе. простой articulatio simplex – в формировании сустава принимают участие только 2 суставные поверхности плечевой сложный articulatio composita – в формировании сустава принимают участие 3 и более суставных...
26464. Общие закономерности артрологии 19.5 KB
  В сложных суставах кроме длинных боковых связок обязательно имеются: короткие боковые межрядовые межкостные крестовидные общие пальмарные и плантарные На суставах тазовой конечности связок больше чем на грудной. Закон расположения связок: связки всегда расположены перпендикулярно к оси вращения и по бокам. Толщина и количество связок зависят от объема движений в суставе.
26465. Понятие о норме, вариантах и аномалиях строения и развития органов 20.5 KB
  Понятие о норме вариантах и аномалиях строения и развития органов анатомическая норма построения органа – вариант формы и строения органа свойственный каждому виду породе возрасту и полу здорового нормально функционирующего организма который наиболее часто встречаются у домашних животных 5060 Отклонения от установленной нормы средних величин не сопровождающегося нарушением функция вариант аномалия – изменение формы размера расположения строения органа без влияния на его функцию. порок развития изменение формы строения...
26466. Понятие о фило-онтогенезе. Принципы филогенеза 27.5 KB
  геронтологический Основной биогенетический закон закон ГеккеляБэра – пренатальный онтогенез кратко повторяет филогенез последовательно проходит стадии филогенетического развития Северцов дополнение: онтогенез является базой для филогенеза. Закон единства организма и внешней среды Живые системы – открытые они постоянно обмениваются веществами и энергией со средой. Закон целостности и неделимости организма – целостность живого поддерживается в процессе развития. Закон единства формы и функции форма и строение органа определяются его...
26467. Понятие об анатомии как о науке. Объекты и методы исследования 25.5 KB
  Макроскопическая анатомия определяет строение органов определяемое невооруженным глазом. Экспериментальноморфологический испытание лекарственных препаратов клетка  ткань  орган  система органов  организм цитология гистология анатомия Направления нормальной анатомии: системная анатомия сравнительная видовая объекты СА: лошадь домашняя Equis caballis КРС Bos taunus МРС Ovis carpa свинья домашняя Sus domestica собака домашняя Canis...