Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания. Курсовой проект 2 Пояснительная записка и расчеты Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами

• Название: Курсовой проект 2 Пояснительная записка и расчеты Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
• Анкор: Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
• Дата: 03.04.2022
• Размер: 403.5 Kb.
• Имя файла: Проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания.doc
• Тип: Курсовой проект; #439165
• страница: 5 из 5

(0.25 : 2) ² + 0.092 ² = (0.125 ± 0.155) МПа.

σ¹¹¹_mt= 0.125+0.155=0.28 МПа. σ¹¹¹_mc = 0.125-0.155= - 0.03 МПа.

Т.к. |σ_mc | < γ_{b4 ∙} R_b,ser = 11 МПа и σ_mt < R_bt,ser = 1.8 МПа, наклонных трещин на рассматриваемом уровне не образуются.

6.9. Определение прогибов плиты.

В соответствии с таб. 19 /7/ для элементов покрытия зданий производственного назначения прогиб ограничивают эстетическими требованиями, а предельно допустимый при l < 10 м равен 1/250 пролета, т.е. f_lim = l / 250 = 11.84 : 250 = 0.0474 м.

Для рассматриваемой конструкции l / h = 11.84 / 0.455 = 26 > 10, поэтому прогиб плиты принимают равным прогибу f_m, обусловленному деформациями изгиба.

Т.к. в растянутой зоне плиты образуются трещины, полную кривизну определяют по формуле: ( 1/r)_tot = (1/r)₁ – (1/r)₂ + (1/r)₃ – (1/r)_sh,c ,

где (1/r)₁ – кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки, на которую выполняют расчет по деформациям; (1/r)₂ – кривизна от непродолжительного действия постоянной и длительной нагрузок; (1/r)₃ – кривизна от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок; (1/r)_sh,c – кривизна , обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона от усилия предварительного обжатия и определяемая по формуле: (1/r)_sh,c = (ε_sh,c – ε’_sh,c) / h₀ , где ε_sh,c и ε’_sh,c – относительные деформации бетона, вызванные его усадкой и ползучестью.

Принимая значения (1/r)₁ и (1/r)₂ = 0 (из-за ограничения прогибов эстетическими требованиями). При определении кривизны в расчете учитывают только продолжительное действие постоянной и длительной нагрузок. Проверяют наличие трещин при этих нагрузках. Т.к.

M_l = q_l ∙ l ² / 8 = (4.07∙3∙11.84²) : 8 = 213.95 кН∙м = 0,214 МН∙м < M=P₀₂(e_0p-r)=

= 0.5675(0.27+0.074) = 0.254 МН∙м,

трещины в растянутой зоне отсутствуют и кривизну (1/r)₃ следует принимать при φ_b1 = 0.85 и φ_b2 = 2: (1/r) _l = 0.1682∙2 : 0.85: 30000 : 0.0045795 = 2.88∙10 ^-3 1/м.

(1/r) _ср = 0,5675∙0,27 : 0,85 : 30000 : 0,0045795 = 1,31∙10 ^-3 1/м.

ε_sh,c = (15.3+34+57.25) : 190000 = 5601∙10 ^-5 .

При напряжениях обжатия бетона на уровне крайних сжатых волокон

σ’_b = 0.71 : 0.1998 – 0.71∙0.263 : 0.03115 = - 2.44 МПа < 0.

Потери в напрягаемой арматуре от усадки и ползучести бетона равны нулю, поэтому ε’_sh,c = 0. Кривизну, обусловленную выгибом плиты от усадки и ползучести бетона, определяют по формуле: (1/r)_sh,c= (56.1∙10 ^-5 -0) : 0.41 = 1.37∙10 ^-3 1/м.

Прогиб плиты в середине пролета: f = [5/48 (1/r)_l – 1/8 (1/r)_cp – 1/8 ∙(1/r)_sh,c] l ² =

= [5/48 ∙ 2.88∙10 ^-3 – 1/8 ∙ 1.31∙10 ^-3 -1/8 ∙ 1.37∙10 ^-3] ∙ 11.84 ² = - 0.0049 м <

< f_lim =0.0474 м, т.е. меньше предельно допустимого.

6.10. Расчет плиты в стадии изготовления, транспортирования и монтажа.

Изготовление, хранение, транспортирование и монтаж плиты предусмотрены в условиях, которые не требуют дополнительного армирования по сравнению с работой в стадии эксплуатации. Поднимают плиту при помощи монтажных петель, установленных в продольных ребрах на расстоянии 0,8 м от торцов. Поскольку нагрузка на плиту от его веса с учетом коэффициента динамичности 1,4 меньше нагрузки в стадии эксплуатации 1,9∙0,95∙3∙1,4 = 7,581 кН/м < 12.69 кН/м,

прочность и трещиностойкость плиты в местах расположения монтажных петель, где возникают отрицательные изгибающие моменты от веса плиты, суммирующиеся с моментами от действия сил предварительного обжатия.

Расчетная схема плиты для рассматриваемой стадии показана на рис. 7.10.1.



Рис. 6.10.1.: Расчетная схема плиты покрытия в стадии изготовления и подъема.

Характеристики бетона при передаточной прочности R^p_b = 12.1 МПа,

R^p_bt = 0.99 МПа, R^p_b,ser = 1,30 МПа, R^p_bt,ser = 1.30 МПа, E^p_b = 26400 МПа.

При проверке прочности плиты в стадии обжатия вводят коэффициент условия работы γ_b8 = 1.2 (см. таб. 1.19 /3/).

6.10.1. Проверка прочности.

Проверяют прочность нормальных сечений при внецентренном сжатии. Усилие предварительного обжатия определяют с учетом первых потерь при коэффициенте точности натяжения арматуры γ_sp>1. При механическом способе натяжения арматуры ∆γ_sp=0.1 , поэтому γ_sp = 1.1 . Усилие в напрягаемой арматуре определяют по формуле: N_con = γ_sp ( σ_sp1 – σ_loss)A’_sp =

=[1.1∙(740-179.3)– 330]∙0.001232= 0.3533 МН=353,3 кН.

Поскольку монтажные петли расположены на расстоянии 0,8 м от торца, невыгоднейший момент от веса, растягивающий верхнюю грань, будет возникать при подъеме плиты. При коэффициенте динамичности 1,4 (вес плиты 60,8 кН)

M_d = 0.5 ∙ 60.8 ∙ 0.8 ² ∙ 0.95 ∙ 1.4 : 12 = 2.16 кН/м.

В наиболее обжатой зоне расположена напрягаемая арматура класса А-V площадью А’_sp=12.32 см ² (2ø28). Ненапрягаемую арматуру (2ø3 Вр-1), расположенную в этой зоне, в расчете не учитывают, т.к. она не удовлетворяет конструктивным требованиям. В менее обжатой зоне арматура состоит из продольных стержней сетки (22ø4 Вр-1) – A_s =2.76 см ². Равнодействующая усилий в арматуре менее обжатой зоны отстоит от верхней грани на расстоянии 1,6 см, следовательно

h₀ = 0.455 -0.016 = 0.439 м.

Центр тяжести сечения напрягаемой арматуры отстоит от нижней грани на расстоянии 4,5 см, е = 0,439 - 0,045 + 2,16 : 353,3 = 0,4 м. γ_b8 = 1.2.

R^p_b = 12.1 ∙ 1.2 = 14.5 МПа. b = 2∙ [ 10+(15.5-10) : (45.5 – 3) ∙ 4.5 ] = 21.2 см = 0,212 м.

При A_sp = 0, A’_s = 0: x = (370∙0.000276 + 0.3533) : 14.5 : 0.212 = 0.15 м.

ξ = x / h₀ = 0.15 : 0.439 = 0.342 < 0.571 = ξ_r. Т.к.

R^p_b∙ x ∙ b∙(h₀ – 0.5 ∙ x) = 14.5∙0.212∙0.15∙(0.439 – 0.5∙0.15) = 0.1655 МН∙м >

> N ^е_con = 0.3533 ∙ 0.4 = 0.1413 МН∙м,

прочность в стадии изготовления обеспечена.

7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ.

7.1. Определение размеров подошвы.



Рис. 7.1.1.: К расчету фундамента.

Для расчета фундамента берется сочетание нагрузок, которое оказалось расчетным при расчете колонны.

В сечении 1-1: 1-ое сочетание: M_max = 104.3 кН∙м, 2-oe сочетание: M_min = -240.3 кН∙м,

N_c = 921.26 кН, N_c = 715.88 кН,

N_l = 178.61 кН, N_l = 178.61 кН,

Q_c = 0.1 кН, M_l = - 90.1 кН∙м,

M_l = 0; Q_c =-76.9 кН.

Условное расчетное давление на грунт R = 0.32 МПа и глубина заложения фундамента Н₂ = 1,6 м. Высоту фундамента определяют из условия выполнения работ нулевого цикла: Н₁ = Н₂ – 0,1 м = 1,5 м. Средний удельный вес фундамента и грунта на его уступах принимают q₁ = 20 кН/м³.

Усилие на фундамент выбирают из расчета нижнего сечения колонны. Перераспределенные усилия от нормативных нагрузок (при γ_f =1) можно определить приближенно с помощью коэффициента γ_m = 1,15 (таб. 7.1.).

Таблица 7.1.

Усилие	1-ое сочетание	2-ое сочетание
Nser,кН	921,26 : 1,15 = 801,1	715,88 : 1,15 = 622,5
Mser,кН∙м	104,3 : 1,15 = 90,7	- 240,3 : 1,15 = - 209
Qser,кН	0,1 : 1,15 = 0,09	- 76,9 : 1,15 = - 67

Вес стены (с 57% остекления) по высоте колонны, опирающейся непосредственно на фундамент (см. рис. 7.1.1.), не учтенный в расчете колонн:

G_ser = (0.43∙25 + 0.57∙0.5) ∙ 6.4∙12 = 104 кН. G = 1.1∙104 = 115 кН.

При толщине стены b = 0.3 м эксцентриситет силы относительно оси колонны:

е₀₄ = (0,8+0,3) : 2 = 0,55 м. Изгибающий момент от веса стены передается на фундамент: M_ser = -104∙0.55 = - 57.2 кН∙м.

Суммарные усилия, действующие на фундамент, записывают в таб. 7.2.

Таблица 7.2.

Усилия	1-ое сочетание	2-ое сочетание
Nser, кН	801,1+104 = 905,1	622,5+104 = 726,5
Mser ,кН∙м	90,7 + (- 57,2) = 33,5	- 209 – 57,2 = - 266,2
Qser, кН	0,09	- 67

Эксцентриситеты сил в плоскости подошвы фундамента:

е₀₁ = (33,5+0,09 ∙ 0,55) : 905,1 = 0,04 м. е₀₂ = (- 266,2+67 ∙ 0,55) : 726,5 = - 0,32 м.

Ввиду большой разности эксцентриситетов целесообразно сместить поперечную ось подошвы фундаментов с направлением наибольшей силы:

е₀=0,32 м 0.3 м.

Требуемая площадь подошвы при центральной нагрузке:

А₂ = N_ser / (R – q₁ ∙ H₂) = 726.6∙10 / (3200-20∙10∙1.6) = 2.52 м ².

А₁ = 905,1∙10 / (3200-20∙10∙1,6) = 3,14 м ².

Размеры сторон подошвы следует назначать так, чтобы края фундаментной плиты поровну выступали кругом подколонника.

А_ф = l ∙ b ; b / l = 0.8 ; l = А_ф / 0,8. l = А_ф / 0,8 = : 0.8 2.4 м.

b = 2.4 ∙ 0.8 1.8 м. А_ф = 4,32 м^2..

Проверяют давление на грунт: При 1 – ом сочетании:

е₀ = 0,04+0,3 = 0,34 м = 34 см. Вес фундамента N’_ser =20 ∙ 1.6∙2.4∙2.4 = 149.8 кН.

p_ser,max = (N_ser + N’_ser) : A_ф ∙ [1 + (6∙e₀) : l ] =

= (905.1+149.8)∙10 / (4.32∙10⁴) ∙ [ 1+ (6∙34) : 240 ] = 0.345 МПа.

1,2∙R = 1.2∙0.32 = 0.384 МПа > 0.345 МПа = p_ser,max.

При 2 – ом сочетании: е₀= - 0,32 + 0,3 = - 0,02 м = 2 см.

p_ser,max =(726.5+149.8)∙10 / (4.32∙10⁴) ∙ [ 1 +(6∙2) : 240] = 0.21 МПа < 0.384 МПа, следовательно, размеры фундамента взяты с небольшим запасом.

Принимаем фундамент по конструктивным соображениям, т.к. сечение колонны 800 х 500 мм и учитывая глубину заделки фундамента в стакане, принимаем следующий фундамент (рис. 7.1.2.)



Рис. 7.1.2.: К расчету фундамента.
7.2.Определение толщины фундаментной плиты.

Реактивный отпор грунта от нормативных нагрузок без учета собственного веса фундамента:

p_ser = 905.1∙10 : 300 : 240 ∙(1+6∙34 : 300) = 0.211 МПа.

Принят бетон В20 (R_b =11.5 МПа, R_bt = 0,9 МПа).

Несущая способность сечения ступени фундамента ( рис. 7.1.2.) может быть выражена величиной на единицу ширины сечения b = 1.

N = γ_m ∙ p_ser∙ b ∙ (l’₀ – h₀) = 1.15∙0.211∙(30 – h₀) = 7.78 – 0.24∙h₀.

Полезную высоту фундаментной плиты можно определить, приравнивая значение сил h₀ = 7.28 : ( 0.99+0.24 ) = 6 см.

Следует принять модульную высоту уступа фундамента h_c = 0.3 м = 30 см.

При а = 7 см полезная высота уступа: h₀ = 30 - 7 = 23 см.

Высоту уступа подколонника т.ж. можно назначить равной 30 см (см. рис. 7.1.2.) и проверить на продавливание совместно с плитой h₀ = 30 + 23 = 53 см.

Площадь подошвы за пределами грани усеченной пирамиды продавливания:

А₀ = (240-35) ∙ 35 = 7175 см². Продавливающая сила: N = γ_m ∙ p_ser ∙ A₀ = 1.15∙0.211∙7175 = 1741 МПа∙см ² = 174,1 кН.

Несущая способность фундамента на продавливание будет при

b_m = 0.5 ∙ (80+240 – 2∙35) = 125 см.

γ_b1 ∙ R_bt ∙ b_m ∙ h₀ = 1.1∙0.9∙125∙53 = 6558.75 МПа∙ см ² = 655,88 кН > 174.1 кН.

Следовательно, прочность обеспечена.

7.3. Определение площади сечения арматуры фундаментной плиты.

Принимаем арматуру А-11 с R_s = 280 МПа, Е_s = 210000 МПа.

Под воздействием реактивного отпора грунта, выступающие за пределы подколонника, части плиты работают подобно консолям.)

Сечение 1 – 1. l₀ = 30 см, b₁ = 240 см, h₀ = 23 см, z₁ 0,9∙23 = 20,7 см.

M₁ = p_ser ∙ b ∙ l₀² / 2 = 0.5∙0.211∙240∙30 ² = 22788 МПа∙см ³ = 22,788 кН∙м.

Требуется площадь сечения арматуры ø10 А-11 из условия, что ширина раскрытия трещин не превысит допустимой величины a_cr = 0.3 мм.

A_s1 = 105 : [(a_cr ∙ E_s ∙ z₁) / ( M₁ ∙ ) + 3000 / (b∙h₀). Откуда A_s1= 2.03 см ² .

Тоже , из условия, что напряжение растянутой арматуры не превышает расчетного значения R_s = 280 МПа.

A_s2 = M₁ / (z₁ ∙ R_s) = 22788 / (20.7 ∙ 280) = 3.93 см ² > 2.03 см ² = A_s1.

Сечение 2 – 2. l₀ = 60 см; h₀ = 53 см; z₁ = 0.9 ∙53 = 47.7 см.

М₂ = 0,5∙0,211∙240∙60² = 91152 МПа∙см³. Тогда A_s1 = 3.70 см².

A_s2 = 91152 / ( 47.7 ∙ 280) = 6.82 см² > 3.70 см². Принимаем:

- для сечения 1 – 1: 4ø12 , A_s = 4.52 см ².

- для сечения 2 – 2: 7ø12 , A_s = 7.92 см ². Шаг сеток равен 200 мм.

7.4. Расчет подколонника.

Размеры ослабленного сечения подколонника, нормального к продольной оси колонны: b’_f = b_f = 80 см; b = 120 - 65 = 55 см; h’_f = h_f = (150 -95) : 2 = 27.5 см;

h₀ = 150 – 27.5 : 2 = 136.25 см;

e = e₀ + 0.5 ∙ ( h₀ – a’) = 32.8 + 0.5∙(136.25 – 16) = 92.9 см 93 см.

Расчет прочности сечения нормального к продольной оси, на внецентренное сжатие. Проверка условия: γ_b1 ∙ R_b ∙ b’_f ∙ h’_f = 1.1∙11.5∙55∙27.5 =

= 19133 МПа∙см ² = 1913,3 кН > N =905.1 кН.

Следовательно, граница сжатой зоны проходит в полке.

Определяют площадь сечения симметричной арматуры при значении коэффициента

ξ = = = 0,1 < ξ_lim = 0.55.

α = N∙ e / (γ_b1 ∙ R_b ∙ b’_f ∙ h₀²) = 905.1∙10∙93 / (1.1∙11.5∙55∙136.25²) = 0.07.

б = a’ / h₀ = 16 : 136.25 = 0.117.

A’_s= A_s = γ_b1 ∙ R_b ∙ b’_f ∙ h₀ : R_s ∙ α ∙ ξ ∙ ( 1 – ξ / 2 ) : (1 – б ) =

= ∙ = 3.17 см².

Принимаем 3ø12 А-1 с А_s = A’_s =3.39 см².

Проверка прочности сечения наклонного к продольной оси:

0,6 ∙ γ_b1 ∙ R_bt ∙ b ∙ h₀ =0.6∙1.1∙0.9∙55∙136.25 =4451.2 МПа∙см ² = 445,1 кН > 67 кН.

Поперечную арматуру следует ставить конструктивно 4øВр-1, с шагом

S=20 ∙ d = 20 ∙ 1.6 = 32 см 30 см.
Список используемой литературы.

1. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учебник для вузов. – 5-е изд., перераб. и доп. – М., Стройиздат, 1991. – 767 с.

2. Мандриков А. П. Примеры расчета ЖБК: Учеб. пособие для техникумов.- 2-е изд. перераб. и доп.- М.: Стройиздат, 1989.- 506 с.

3. Проектирование ЖБК. Справоч. пособие / А. Б. Голышев, В.Я. Бачинский, В. П. Полищук и др.; под ред. А. Б. Голышева.- К.: Будивельник, 1985.- 496с.

4. Шерешевский И. А. Конструирование промышленных зданий и сооружений: Учеб. пособие для студентов строит. специальностей вузов.- 3-е изд., перераб. и

доп. – Л.: Стройиздат. Ленингр. отд-ние, 1979.- 168 с.,ил.

5. Бондаренко В.М., Судницын А.И. Расчет строительных конструкций. ЖБКиК

Учеб. пособ. для строит. вузов.- М.: Высш. шк., 1984.- 176с., ил.

6.Бондаренко В.М., Судницын А.И. Расчет ЖБКиК.

7. СНИП 2.01.07 – 85^∙. Нагрузки и воздействия / Минстрой России.- М.: ГПЦПП, 1996.-44с.

8. СНИП 2.03.01 – 84^∙. Бетонные и железобетонные конструкции.

9. Статический расчет поперечной рамы одноэтажного однопролетного промздания с мостовыми кранами на ПЭВМ: Метод., указания к курсовому проектированию для студентов специальности 2903 дневной формы обучения / Воронеж. гос. арх.- строит. акад.; Сост. : Ю.Ф. Рогатнев. Воронеж, 1995.- 24с.

10. Справочник проектировщика. Типовые ЖБК зданий и сооружений для промышленного строительства / Под ред. Бердичевского Г. И., М.,1974.