Проектирование одноэтажного промышленного здания с применением сборных железобетонных элементов

Содержание Введение

1. Нагрузки

1.1 Снеговая нагрузка

2. Расчетные факторы и конструктивные требования

2.1 Бетон

2.2 Арматура

2.3 Конструктивные требования

3. Составление конструктивной схемы здания

3.1 Подбор плиты покрытия

3.2 Подбор стропильной конструкции

3.3 Подбор колонн

3.4 Подбор подкрановой балки

4. Расчёт и конструирование плиты покрытия

4.1 Расчёт полки плиты на местный изгиб

4.2 Расчёт плиты в продольном направлении на общий изгиб по прочности

4.3 Расчёт плиты на действие поперечной силы

4.4 Расчёт по образованию трещин

4.5 Расчёт по раскрытию трещин

4.6 Расчёт по деформациям

4.7 Размещение арматурных изделий в плите

5. Расчёт центрально-нагруженного фундамента

6. Расчет надкрановой части колонны среднего ряда Заключение Список использованных источников

Введение

Одноэтажные каркасные промышленные здания возводят для различных отраслей промышленности. Конструктивной особенностью является их оборудование мостовыми кранами.

В курсовом проекте применяется балочное покрытие, состоящее из ребристых плит.

Одноэтажные промышленные здания относятся к каркасным. Каркас состоит из колонн (стоек), жёстко заделанных в фундаменты; стропильных ферм (ригелей покрытия), опирающихся на колонны; плит покрытия, уложенных на ригели; подкрановых балок.

Основная конструкция каркаса — поперечная рама, образованная колоннами и стропильными фермами (ригелями покрытия). В поперечном направлении пространственная жёсткость обеспечивается поперечными рамами, в продольном — продольными.

Продольная рама состоит из колонн, плит покрытия, подкрановых балок и вертикальных связей.

Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания и поперечная рама (Разрез 1−1) показаны на рисунке 1.

В курсовом проекте требуется:

1) Скомпоновать одноэтажное промышленное здание с применением сборных железобетонных элементов;

2) Рассчитать и законструировать несущие элементы одноэтажного промешенного здания.

Рисунок 1 — Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания: 1 — колонны крайнего ряда; 2 — колонны среднего ряда; 3 — ребристые плиты перекрытия;4 — стропильная ферма; 5 — мостовой кран; 6 — подкрановые балки; 7 — рельсы; 8 — стеновые панели; 9 — отдельные фундаменты

1. Нагрузки

1.1 Снеговая нагрузка Полное расчётное значение снеговой нагрузки S на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле /1; п. 5.1/

где Sg = 1.8 кПа — расчётное значение веса снегового покрова на 1 м горизонтальной поверхности земли для первого района постройки;

м — коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие.

Здание в курсовом проекте двухпролётное со сводчатым очертанием покрытия. /1; приложение 3, схема 6/

Условно считаем, что отношение. Для этого случая схема снеговой нагрузки показана на рисунке 1.1.

Рисунок 1.1 — Схема снеговой нагрузки Для этой схемы снеговой нагрузки м = 1. Длительная снеговая нагрузка с пониженным нормативным значением определяется умножением полного расчётного значения на коэффициент 0,5. Нормативное значение снеговой нагрузки следует определять умножением расчетного значения на 0,7.

2. Расчетные факторы и конструктивные требования

2.1 Бетон В курсовом проекте принимается тяжёлый бетон. Плотность бетона с = 2300 кг/м. Бетон автоклавного твердения.

Нормативные и расчётные сопротивления бетона В30 с учётом статистической изменчивости:

1) Нормативные сопротивления бетона:

а) сжатие осевое Rbn = 22 МПа; /2; таблица 12/

б) растяжение осевое Rbtn = 1,8 МПа; /2; таблица 12/

2) Расчетные сопротивления:

а) сжатие осевое Rb = 17 МПа; /2; таблица 13/

б) растяжение осевое Rbt = 1,2 МПа. /2; таблица 13/

Коэффициент условия работы бетона в курсовом проекте: /2; табл. 15/

Учитываем, что

и ,

где г и г — соответственно коэффициенты надёжности по бетону при сжатии и растяжении.

Расчетные сопротивления приняты в курсовом проекте с учётом /2; п. 2.13/:

железобетонный стропильный балка фундамент

МПа

МПа Начальный модуль упругости бетона принят с учётом условий твердения для класса B30 /2; таблица 18/:

Eb = МПа

2.2 Арматура Нормативное сопротивление арматуры класса А-IV: /2; таблица 19/

Rsn = 590 МПа Расчётное сопротивление арматуры класса А-IV: /2; таблица 22/

RS = 510 МПа.

Коэффициент условий работы арматуры: /2; таблица 29/

гsi = гs6

Модуль упругости арматуры класса А-IV: /2; таблица 29/

Расчётные сопротивления арматуры класса Вр-I.

Модуль упругости арматуры класса Вр-I: /2; таблица 29/

В курсовом проекте в расчетах возможно применение поперечной арматуры касса А-III диаметров 6−8 мм.

Расчетное сопротивление арматуры класса А-III: /2; таблица 22/

RS = 355 МПа;

Rsw = 285 МПа;

Rsс = 355 МПа В сварных каркасах для хомутов из арматуры класса А-III, диаметр которой меньше 1/3 диаметра продольных стержней, значение Rsw принимаем равными 255 МПа

2.3 Конструктивные требования На рисунке 2.1 показаны толщины защитных слоев бетона и минимальные расстояния между стержнями сетки С1 и каркаса Кр1, расположенных в ребристой плите покрытия. /2; п. 5.4, 5.5, 5.6, 5.9, 5.12а/

1 — продольные стержни каркаса Кр1;

2 — поперечные стержни каркаса;

3 — монтажный стержень (верхний продольный)

1 — рабочая арматура каркаса;

1+2+3 = плоский каркас Рисунок 2.1 — Расположение сетки С1 и каркаса Кр1 в ребристой плите покрытия На рисунке 2.2 показано размещение арматуры по дине изделия. Под длиной изделия понимают длину, ширину и высоту плиты. /2; п. 5.9/

Рисунок 2.2 — Размещение арматуры по длине изделия К трещиностойкости плиты предъявляется требования третьей категории. По /2; табл. 2/ для арматуры класса А-IV допускается:

асrс1 = 0,4 мм — непродолжительная ширина раскрытия трещин;

асrс2 = 0,3 мм — продолжительная ширина раскрытия трещин Предельно допустимый прогиб определяется по /2; табл. 4/, где L равно шагу:

= м

3. Составление конструктивной схемы здания При составлении конструктивной схемы учитываем:

1) Здание двухпролётное L = 18 м;

2) Шаг стропильных конструкций — 12 м;

3) Здание оборудовано двумя мостовыми кранами грузоподъемностью 20 тонн;

4) Кровля тёплая.

3.1 Подбор плиты покрытия Конструкция кровли показана на рисунке 3.1

Рисунок 3.1 — Конструкция кровли Нагрузка на плиту покрытия от веса кровли и снега (I снеговой район). Эти нагрузки приведены в таблице 3.1

Переведём полную нагрузку из системы СИ в систему CГС:

кПа кгс/

q = 4.062 кПа = 406,2 кгс/

По /3; табл. 1.131, стр. 181/ определяем условную марку плиты покрытия по и q.

При подборе условной марки плиты нагрузки не должны превышать справочные значения. Принимаем условную марку плиты: 1ПГ-6Т.

Расход бетона (V), масса плиты (m), толщина полки плиты () определяется по /3; таб. 1.123, стр. 173/:

V = 2,5 м; m = 6,2 т; = 30 мм Общий вид плиты показан на рисунке 3.2.

Рисунок 3.2 — Геометрические размеры плиты покрытия 1ПГ-6Т

3.2 Подбор стропильной конструкции В курсовом проекте в качестве стропильной конструкции применяется сегментная ферма. Номинальная длина фермы или пролёт фермы составляет половину ширины здания.

Нагрузки на ферму от веса кровли и плиты покрытия приведены в таблице 3.2.

По /3; табл. 1.74, стр. 124/ подбираем «ключ для подбора марок ферм серии ПК-01−129/78 для зданий без подвесных кранов, без агрессивной среды и без перепадов профиля покрытия» по нормативной и расчётной нагрузке:

q_n=4,720 кПа =472,0 кгс/

q = 5,952 кПа = 595,2 кгс/

Ключ для подбора марки фермы: 4 — 8/9,

где 4 — типоразмер по опалубке;

8/9 — порядковый номер фермы по несущей способности.

Тогда, марка фермы будет равна: 4ФС18 — 8/9

По /3; табл. 1.58, стр. 106/ определяем массу и объём фермы:

V = 3,75 м;

m = 9,4 т Рисунок 3.3 — Геометрические размеры фермы

3.3 Подбор колонн Выбор колонн зависит от:

Шага стропильной конструкции — 12 м, Отметки низа стропильной конструкции — 10,8 м.

Подбор ведем по учебному пособию /4, лист 3,02/

Колонна крайнего и среднего ряда изображена на рисунке 3.4

Рисунок 3.4 — геометрические размеры колонн крайнего и среднего ряда Объём и массу колонн крайнего и среднего ряда рассчитываем по геометрическим параметрам, на рисунке 3.4. Колонна крайнего ряда:

V_кр=(0,6 4,2 0,5)+(0,8 1,05 0,5)+(0,4 0,8 0,5) 2+(0,2 0,8 0,5)+

+(7,65 0,5 0 25) 2=3,992 м³

M_kp=p V_kp=2300 3,992=9,181 т Колонна среднего ряда:

V_cp=(0,6 4,2 0,5)+ (0,4 0,8 0,5) 2+(0,2 0,8 0,5)+(6,6 0,5 0,3) 2+

+(0,3 0,75 0,5) 2+(0,3 0,3 0,5)+(1,05 1,4 0,5)=4,604 м³

m_cp=p V_cp=2300 4,604=10,589 т

3.4 Подбор подкрановой балки Выбор подкрановой балки зависит от:

— шага стропильной конструкции — 12 м;

— грузоподъёмности крана — 20 т;

— пролёта стропильной конструкции — 18 м;

— отметки низа стропильной конструкции — 10,8 м;

Подкрановая балка подбирается по работе /4; лист 3.06/ .

Рисунок 3.5 — Общий вид подкрановой балки Крановый рельс показан на рисунке 3.6. /4; лист 0,02/

Рисунок 3.6 — Общий вид кранового рельса КР-70

Объём подкрановой балки:

V = ,

где F — площадь сечения подкрановой балки

F=(0,1 0,09)+(0,1 0,3) 2+(0,255 0,04)+(0,225 0,180) 2+(0,07 1,4) 2=0,127 м²

V=0,127 11,960=1,528 м³

Масса подкрановой балки:

m=p V=2300 1,528=3,515 т

4. Расчёт и конструирование плиты покрытия

4.1 Расчёт полки плиты на местный изгиб Геометрические размеры ребристой плиты покрытия показаны на рисунке 4.1.

Рисунок 4.1 — Геометрические размеры ребристой плиты покрытия Размер bр = 65 принят предварительно и в дальнейшем может быть изменён.

Lk = Lр — 100 = 1495 — 100 = 1395

L_д=2980−6 65−2 30=2790

Если отношение больше или равно 2, то полка плиты деформируется в коротком направлении. В этом случае расчётная схема представляет собой не жёстко защемленную балку, загруженную равномерно распределённой нагрузкой (рисунок 4.2).

Рисунок 4.2 — Расчётная схема и эпюра моментов при расчете полки плиты на местный изгиб Вырежем по всей длине полки плиты полосу шириной b = 1 м (см. рисунок 4.1), тогда равномерно распределённая нагрузка на полку плиты равна:

Mmax = =

Расчетное сечение полки плиты показано на рисунке 4.3.

Рисунок 4.3 — Расчётное сечение полки плиты

As — площадь сечения арматуры в расчётном сечении полки.

Из-за малого размера толщины полки арматуру устанавливаем в середине полки, т. е. hо = 15.

Определим :

По значению по интерполяции определяем о и ж: /5; табл. Б.1/

о = 0,170

ж = 0,905

Полку плиты армируем проволочной арматурой класса Вр-I. Т.к. наименьшее сопротивление имеет арматура класса Вр-I диаметром 5 мм, то в дальнейшем ведём расчёт для этой арматуры, Rs = 360 МПа Требуемая площадь арматуры в расчётном сечении равна:

=

Полка плиты армируется сеткой.

u — шаг продольных стержней;

V — шаг поперечных стержней;

d1 — диаметр продольных стержней;

d2 — диаметр поперечных стержней.

Арматуру подбираем для продольных стержней. По сортаменту /5; табл. Б.2/ подбираем площадь сечения арматуры Аs при следующих условиях:

Аs — площадь сечения арматуры, которую мы подбираем по сортаменту:

= 1,219

d1 = 3: u = 250, n = 4, Аs = 0,28;

d1 = 4: u = 100, n = 10, Аs = 1,26;

d1 = 5: u = 250, n = 4, Аs = 0,79

Принимаем наиболее экономичный вариант Аs = 1,26 > = 1,199

Вывод:

В продольном направлении в сетке С1 устанавливаем арматуру класса Вр-I диаметром d1 = 4 мм., и с шагом u = 100;

В поперечном направлении арматуру устанавливаем из конструктивных соображений с максимально возможным шагом V = 250 и минимальным диаметром арматуры d2 = 3 мм.

4.2 Расчёт плиты в продольном направлении на общий изгиб по прочности На рисунке 4.5 показана конструктивная схема плиты покрытия.

Рисунок 4.5 — Конструктивная схема плиты покрытия где д — зазор (д = 30 мм);

L0 — это расстояние между центрами площадок опирания, или расчётный пролёт:

L₀ = Lкон — Lоп = Lкон — = 11 960 — = 11 875 мм = 11,875 м На рисунке 4.6 изображены расчётная схема, эпюра моментов и эпюра поперечных сил в расчёте плиты на общий изгиб.

Рисунок 4.6 — Расчётная схема плиты покрытия, эпюры моментов и поперечных сил Переход к погонной нагрузке при номинальной ширине 3 м:

g = (м) = кН/м;

= (м) = кН/м;

= (м) = кН/м;

;

кН;

;

М — расчётный момент;

Q — поперечная сила;

Mn — полный нормативный момент;

Mnl — нормативный длительный момент.

Подбор нижней продольной рабочей арматуры Фактическое сечение плиты показано на рисунке 4.7.

bр = 65 — этот размер принят предварительно и в дальнейшем может быть изменён Рисунок 4.7 — Фактическое сечение ребристой плиты покрытия В расчётах сложные по конфигурации профили заменяют упрощёнными. В нашем случае это упрощение представлено в виде расчётного сечения показанного на рисунке 4.8.

Рисунок 4.8 — Расчётное сечение плиты покрытия

= 295 см;

cм;

b = cм;

Предварительно принимаем a = 5 cм, тогда см.

Определяем :

По таблице /5; табл. Б.1/ по значению по интерполяции определяем о и ж:

о = 0,042

ж = 0,978

Должно выполнятся условие:

x = ,

x = 300 мм

;

где = 0,85 (для тяжёлого бетона), — в МПа;

МПа;

МПа, т.к. принят ;

<

Учитывая условие в /2; п. 3.13/, которое гласит, что расчетные сопротивления Rs для сталей с условным пределом текучести должны быть умножены на коэффициент гs6:

— для стали А-IV

тогда гs6 =1,2

Тогда требуемая площадь рабочей продольной арматуры установленной в растянутой зоне равна:

Площадь сечения арматуры As в фактическом сечении подбираем по сортаменту /5; табл. Б.2/ исходя из следующих условий:

1)? ;

2) В плите может быть установлено 2 или 4 стержня;

3) Должно выполнятся условие: % 5%.

Арматуру с площадью размещают в фактическом сечении, учитывая минимальную толщину защитного слоя и начальный минимальный размер ребра: bр = 65, который может быть изменён.

= A2ў25+А2ў14 = 9,82+3,08=13,84

% = % = 6,1% 5%

На рисунке 4.9 показано размещение рабочей арматуры в ребре плиты.

Рисунок 4.9 — Схема размещения рабочей продольной арматуры в ребре плиты:

Вычисляем h0 = h — a:

А₁ у₁+А₂ у₂=а (А₁+А₂);

18 398,43+12 616,52=а (490,62+153,86)

31 014,95=а 644,48

а=48,12 мм

h0 = 455 — 48,12 = 407 мм В дальнейшем используем геометрические параметры фактического сечения:

= 13,84 ,

h0 = 407 мм,

a = 48,12 мм

Проверка прочности см = 15,6 мм Учитываем то, что рабочая арматура имеет условный предел текучести /2; п. 3.13/:

тогда гs6 =1,2

С учётом гs6:

см = 18,7 мм

x = 18,7 < = 45

Проверка несущей способности Несущая способность ребристой плиты покрытия:

= 335,07 кН Должно выполняться условие:

М <

М = 314,94 кН < 335,07 кН

4.3 Расчёт плиты на действие поперечной силы Последовательность расчёта:

1) Назначить диаметр поперечной арматуры :

Рисунок 4.10 — Назначение диаметра поперечной арматуры каркаса Кр1

D = 25, = = 6,25; следовательно = 8

2) Назначить шаг поперечной арматуры (рисунок 4.11):

Рисунок 4.11 — Схема размещения поперечной арматуры по длине каркаса Кр1

На приопорном участке lоп шаг поперечной арматуры — S, на остальной части — Sср.

Sср и S устанавливаются в зависимости от высоты плиты h:

При :

На участке шаг поперечной арматуры устанавливаем конструктивно:

На всех участках S и Scр кратны 50 мм.

S = ==151,6=150;

Sср ===341,25=300

3) Проверить прочность плиты по наклонной полосе между наклонными трещинами по формуле:

; /2; формула 72/

;

где б — коэффициент перехода;

— модуль упругости для поперечной арматуры класс АIII

;

где — коэффициент армирования,

— площадь поперечного сечения для двух диаметров поперечной арматуры,

S — шаг поперечной арматуры на приопорной части;

где (для тяжёлого бетона);

кН;

Q=кН 280,81 кН.

4) Определить усилие в хомутах на единицу длины элемента:

5) Проверяем условие:

где (для тяжёлого бетона); /2; п. 3.31/

— т.к. продольная сила равна нулю (N=0);

— коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых сечениях;

;

см;

;

.

6) Определяем длину проекции опасной наклонной трещины на продольную ось элемента:

м = 568 мм, где — коэффициент, учитывающий влияние вида бетона. /2; п. 3.31/

Должно выполнятся условие:

принимаем, м.

7) Определяем величину поперечной силы воспринимаемой хомутами:

кН.

8) Определяем величину поперечной силы воспринимаемой бетоном:

кН.

Значение принимается не менее ,

где; /2; п. 3.31/

>кН.

9) Проверяем прочность плиты по наклонной трещине:

; /2; формула 75/

кН;

кН.

Вывод:

Прочность по наклонному сечению на действие поперечной силы обеспечена. Принимаем поперечную арматуру класса А-III:

мм, S = 150 мм, мм.

4.4 Расчёт по образованию трещин Расчёт заключается в проверке условия, которое гласит, что трещины в сечениях нормальных к продольной оси элемента не образуются, если момент внешних сил не превосходит момента внутренних усилий в сечении перед образованием трещины.

;

;

;

где — момент сопротивления приведённого сечения для крайнего растянутого волокна,

— момент сопротивления приведённого сечения для крайнего растянутого волокна с учётом неупругих деформаций,

=1,75 — коэффициент, учитывающий влияние неупругих деформаций бетона в растянутой зоне в зависимости от формы сечения.

На рисунке 4.12 показано сечение в расчёте по образованию трещины.

Рисунок 4.12 — Расчётное сечение в расчёте по образованию трещин

— расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней растянутой грани.

Площадь приведённого сечения изображённого на рисунке 4.12:

;

.

Статический момент приведённого сечения относительно оси I-I:

;

см.

Момент инерции приведённого сечения:

;

;

(кН•м)

Проверяем условие:

M_n = 249.59 (кН•м) < M_crc = 61,61 (кН•м);

Условие не выполняется.

Вывод: при выполнение работы, расчет по образованию трещин показал, что M_n > M_crc, значит, в сечении нормальной к продольной оси элемента появляется трещина, поэтому необходим расчет по раскрытию трещины.

4.5 Расчет по определению ширины трещин Ширина раскрытия трещин в нормальных к продольной оси элемента a_crc, мм определяется по формуле:

;

где:

Коэффициент принимаем равным 0,2, т. к. расчетное больше 0,02;

=1, коэффициент принимаемый для изгибаемых элементов;

=1, коэффициент принимаемый для стержневой арматуры периодического профиля;

— коэффициент учитывающий действия постоянных и длительных нагрузок для конструкций из тяжелого бетона;

Для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования третьей категории, ширину продолжительного раскрытия трещин (a_crc2) определяют от действия постоянных и длительных нагрузок при > 1

Ширину непродолжительного раскрытия трещин определяют как сумму (приращения) ширины раскрытия трещин () от непродолжительного действия всех нагрузок и непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок при = 1, и ширину продолжительного раскрытия трещин (a_crc2) от постоянной и длительной нагрузок:

.

Должно выполняться условие:

Проверяем условие:

Вывод: так как все условия выполняются, плита соответствует третьей категории по трещиностойкости.

4.6 Расчет по деформациям Определение прогиба ведем по упрощенной формуле:

Для железобетонного элемента с трещиной кривизна определяется по формуле:

Где: = 0,85;

= 0,9;

Полная кривизна для участка с трещинами в растянутой зоне должна определяться по формуле:

/2;п.4.30/

A_b = = 295Ч3 = 885 (см²).

ѓ=0.104Ч0,0102 м^-1Ч11.875²(м)=89Ч10^-3 м^-1=0.89(м) Выполним сравнение: ѓ=8,9 см > ѓ_u=4.8см Вывод:

Расчетный прогиб больше предельно допустимого. В дальнейшем либо увеличиваем площадь сечения продольной арматуры, либо меняем класс арматуры, либо применяем предварительное напряжение.

4.7 Размещение арматурных изделий в плите Размещение каркаса Кр1 и сетки С1 в ребристой плите покрытия показано на рисунке 4.14.

Рисунок 4.14 — Схема размещения каркаса Кр1 и сетки С1 в ребристой плите покрытия

5. Расчет центрально-нагруженного фундамента Бетон фундамента — тяжелый. Класс бетона по прочности на осевое сжатие В15. Подошва армируется сеткой арматуры класса А-III (стержневая Ш10 — Ш40). Нагрузка на фундамент в уровне пола считается по формуле:

;

где N — нагрузка на оголовок колонны; m_к — масса колонны, т; m_п.б — масса подкрановой балки, т; = 0,85 — коэффициент сочетания при учете двух кранов; = 1,1 — коэффициент надежности по нагрузке; R — максимальное усилие от подвижной нагрузки.

кН кН Схема колес мостового крана показана на рисунке 5.1. А_к = 4400 — база крана; В_к = 5400 — ширина крана;

Рисунок 5.1 — Схема колес мостового крана

Р_к — нагрузка на от колеса крана.

Р_к = 20 т.с.=200 кН.

Для определения R расчет ведем по линии влияния R (рисунок 5.2).

Рисунок 9.2 — Линия влияния R

Определяем у₁, у₂, у₃, у₄ из подобия треугольников.

у₁=0,57;

у₂=0,91;

у₃=1;

у₄=0,63;

Максимальное усилие определяется по формуле:

кН Нагрузка на фундамент в уровне пола будет равна:

Конструктивные требования к фундаментам под отдельные колонны изображены на рисунке 5.3.

Рисунок 3.5 — Конструктивные требования для фундаментов под отдельную колонну Н_ф = h_к + 50 + 250 = 1400 + 50 + 250 = 1700 (мм) а = h_к + 2•Н_ф = 1400 + 2•1700 = 4800 (мм);

b = b_к + 2•Н_ф = 500 + 2•1700 = 3900 (мм);

кН ();

;

где 20 — усреднённая нагрузка от веса 1 м³ фундамента и грунта на его уступах; h — глубина заложения фундамента;

мм = 1,9 м;

кПа;

Должно выполнятся условие, для того чтобы не произошла осадка фундамента:

.

Т.к. условие выполняется, то значит размеры подошвы фундамента:

a = 4,8 м; b = 3,9 м обеспечивают отсутствие осадки фундамента.

Расчётные напряжения под подошвой фундамента:

Минимальную высоту фундамента определяем из условия расчёта по прочности фундамента на продавливание.

Продавливание может происходить по поверхности пирамиды, боковые грани которой начинаются у колонны и идут под углом сорок пять градусов.

Продавливание не происходит, если выполняется следующее условие:

где ==0,675 МПа, с учётом =0,9;

см;

— среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах рабочей высоты сечения;

= 10,4 м;

P — продавливающая сила;

м²;

кН;

кН;

кН.

Вывод:

Принятая высота сечения Н_ф = 1700 мм исключает продавливание.

Площадь сечения арматуры вдоль стороны, а находим из расчёта сечений I-I и II-II, а вдоль стороны b находим из расчёта сечений III-III и IV-IV. Значение моментов в этих сечениях:

Сечения рабочей арматуры на всю ширину фундамента (вдоль стороны а) вычисляем по формуле:

= 20,33 см²;

:

— для арматуры класса А-III.

Расчёт арматуры по моментам и вдоль стороны b:

м² = 25,02 см²;

м² = 12,9 см².

Подбираем арматуру по сортаменту работы /5; табл. Б.1/ для большего значения и, либо для и .

Подбор арматуры вдоль стороны а:

Наибольшая площадь сечения арматуры: см².

Шаг стержней: u = 200.

Количество стержней n:; принимаем n = 20.

Количество интервалов равно 19.

По сортаменту 20 стержней Ш12:

см²;

> см².

Подбор арматуры вдоль стороны b:

Наибольшая площадь сечения арматуры: см².

Шаг стержней: v = 200.

Количество стержней n:

;

Количество интервалов равно 23.

По сортаменту 24 стержней Ш12:

см²;

> см².

По высоте фундамент разбиваем на две одинаковые ступени и в масштабе на миллиметровке выполняем рисунок 5.4.

На рисунке 5.5 показано размещение сетки в подошве фундамента.

Рисунок 5.5 — Размещение сетки в подошве фундамента

6. Расчёт надкрановой части колонны среднего ряда Исходные данные: колонна выполнена из бетона класса В15; рабочая арматура класса А-II.

Для бетона класса В15:

МПа; /2; табл. 13/

;

МПа.

Для арматуры класса А-II:

МПа. /2; табл. 22/

На рисунке 6.1 изображена грузовая площадь, необходимая при расчёте нагрузки действующей на колонну.

м²

Рисунок 6.1 — Грузовая площадь

Конструктивная и расчётная схема надкрановой части изображены на рисунке 6.2.

Рисунок 6.2 — Конструктивная а) и расчётная б) схемы надкрановой части колонны

;

;

т — масса фермы;

— коэффициент надежности по нагрузке;

кН;

кН.

Расчётная длина подкрановой части колонны при расчёте в плоскости поперечной рамы:

м где 2,5 — коэффициент приведения длины, зависящий от способа закрепления с учётом неупругих деформаций и наличия трещин. /2; табл. 32/

Должно выполнятся условие:

где — гибкость, 20 — предельная гибкость;

< 20

Т.к. условие выполняется, то надкрановую часть колонны рассчитываем как условно центрально-сжатый элемент по упрощённой методике.

Условие прочности в этом случае:

где ,

— коэффициент продольного изгиба, который зависит от длительности действия нагрузки и от гибкости элемента.

и определяют в зависимости от отношений, в работе /6/ по двойной интерполяции.

Последовательность расчёта при определении рабочей продольной арматуры:

1) Определяем площадь сечения надкрановой части:

м².

2) В зависимости от отношений, по работе /6/ определяем и :

=16,15; ;

= 0,754;

= 0,822.

Предварительно принимаем =0,05% = 0,0005. /2/

3) Определяем коэффициент продольного изгиба:

< = 0,822.

4) Определить требуемую площадь рабочей арматуры в колонне:

= - 0,231 м² = - 2,31 см².

5) По сортаменту назначаем количество и диаметр стержней продольной рабочей арматуры в колонне с общей площадью, учитывая следующие условие:

d? 12

Т.к отрицательна, то принимаем четыре стержня диаметром d = 12, тогда см².

6) Определяем процент армирования:

% % = 0,12%.

7) Проверяем условие прочности:

<

МН = 2119 кН.

Вывод Прочность нормального сечения в оголовке колонны обеспечена, т.к. несущая способность расчётного сечения больше усилия, действующего в сечении от внешних нагрузок Конструирование колоны Конструктивные требования показаны на рисунке 6.3.

В колонне устанавливаем пространственный каркас, состоящий из двух плоских каркасов, объединённых соединительными стержнями.

Рисунок 6.3 — Конструктивные требования, предъявляемые при размещении пространственного каркаса в колонне Размещение каркаса в колонне и его основные размеры показаны на рисунке 6.4.

Рисунок 6.4 — Размещение каркаса в надкрановой части колонны

Заключение

В курсовом проекте нами были проведены расчеты для подбора колонн, подкрановых балок, плиты покрытия, стропильных ферм и фундамента. Далее мы проводили расчеты по деформационным свойствам элементов каркаса, в ходе которых нами были вычислены необходимые значения для подбора арматурных изделий. В заключении на листах графической части нами были законструированы несущие элементы одноэтажного промышленного здания.

Список использованных источников

1. СНиП 2.01.07−85. Нагрузки и воздействия. — М.: Стройиздат, 1987.

2. СНиП 2.03.01-. Бетонные и железобетонные конструкции. — М

3. Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства./ Справочник проектировщика. Под ред.

Г. И. Бердичевского. — М.: Стройиздат, 1981.

4. И. А. Шерешевский. Конструирование промышленных зданий и сооружений. — М.: Стройиздат, 1979.

5. Астахов Ю. В. Многоэтажное производственное здание из сборных железобетонных элементов: Метод. указ. к выполнению курсовой работы. — Новосибирск: Изд-во СГУПСа, 2007 — 27 с.

6. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций без предварительного напряжения (к СНиП 2.03.01-) — М.: ЦИТП,

1989.