Проектирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами в г.Самара

            N = 327,95кН;

M =  -19,77кНм;

N_l = 267,62кН;

M_l = 3,43кНм;

N_sh = 0кН;

M_sh =  -36,57кНм.

Вычислим коэффициент  :

 

 

Принимаем = 0,9. Находим

В этом случае получим  следующие значения расчетных параметров: N_crc = 1090кН;

η = 1,43; е = 63,8 мм; = 1,1.

Определим высоту сжатой зоны х по формуле (107) [4]:

               ,                                                      (3.18)

            

 

Прочность сечения прверяем по условию (108) [4]:

Ne < ,                       (3.19)

327,95*0,0638=20,92 кНм <

Следовательно, прочность  обеспечена.

Так же обеспечена прочность и при действии расчетных усилий в сочетании N_min и ±M_max, при N = 267,62кН и M =-31,78кНм, поскольку в этом случае эксцентриситет:

при выполнении ранее  расчете на сочетание усилий N и M_max, а нормальная сила меньше.

 
4 КОНСТРУИРОВАНИЕ ПРОДОЛЬНОЙ И ПОПЕРЕЧНОЙ АРМАТУРЫ И РАСЧЕТ ПОДКРАНОВОЙ КОНСОЛИ

Анализируя результаты расчета всех опасных сечений  колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2ø16 А-II (A_sл=A_sn=402 мм² >272 мм²). Для подкрановой части колонны примем по 2ø20 A-II (A_sn = 628>608мм²) и конструктивную арматуру 2ø12 A-II (A_sn = 226мм²), схемы расположения стержней в сечениях приведены на рис. 4.1.

             Рисунок 4.1- Армирование надкрановой и подкрановой частей

Поперечную  арматуру в надкрановой и подкрановой  частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-I, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 и 350 мм (не более 20d = 20∙16 = 320 мм, 20d = 20∙20 =400мм).

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

 Для надкрановой части колонны имеем: N = 334,66 кН; N_l = 267,62кН; N_sh = 0 (талон №4).

Размеры сечения: b = 380 мм;  h = 400мм;  l₀ =  4,95м. Назначая а=а’= 40мм, получим h₀ = 360мм.

Так как l₀/h = 4950/400=12,37>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Находим значение случайного эксцентриситета:

        е_а ≥ h/30=330/30=5,5мм, принимаем   е_а = 10мм;

Тогда соответствующие  значения изгибающих моментов будут  равны:

; 

 

Для определения N_cr вычисляем:

, принимаем .

Так как e_а/h = 13,33/400= 0,033>δ_е,min = 0,5-0,01∙12,37-0,01∙14,5 = 0,232, принимаем δ_е = 0,232.

 кН и . мм.

Определим высоту сжатой зоны х по формуле (107) [4]: мм. < мм, прочность сечения проверяем по условию (108) [4]:

Н·мм =146,8 кН·м > кН·м, т. е. прочность в надкрановой части колонны обеспечена.

При проверке прочности подкрановой части  колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2ø20 (A_s = 628мм²).

Размеры сечения: b = 800мм;  h = 400мм;  l₀ =  8,04м. Назначая а = а’ = 40мм, получим h₀ = 360мм.

Так как l₀/h = 8040/800=20,1<17,37, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Расчётные усилия в сечении 6-6:  N =652,02кН; N_l =399,12 кН; 

N_sh = 192,57 кН.

Расчёт прочности  подкрановой консоли (рис. 4.2) производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учётом коэффициента сочетаний Ψ = 0,85, или Q = G₆+D_maxΨ = 46+305,43∙0,85 = 305,62кН.

Проверяем прочность консоли  на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [4]. Так как 2,5R_btbh₀ = 2,5∙1,05∙800∙660 = 1386кН>Q = 305,62кН, то по расчёту не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты ø 6 А-I, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150мм.

Для обеспечения  прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле 208 [4]:

Принимаем 2ø12 A-II (A_s = 226мм²).

 

Рис. 4.2 – К расчету  подкрановой консоли.

5 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ  МОНОЛИТНОГО ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННОГО ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

 

Вычисленные ЭВМ три  комбинации усилий N, M и Q для расчёта основания тела фундамента представлены в таблице 5.1.

Таблица 5.1- комбинации усилий от колонны для расчёта фундамента

Случай расчёта	Первая			Вторая			Третья
	N	M	Q	N	M	Q	N	M	Q
Основание	347,06	125,75	19,83	432,89	-124,21	-10,66	566,97	-97,62	-12,18
Фундамент	399,12	144,61	22,80	497,82	-142,84	-12,26	652,02	-112,27	-14,01

Для предварительного определения  размеров подошвы фундамента находим усилия и на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учётом нагрузки от ограждающих конструкций (см. рис. 5.1).

Анализируя значения усилий в табл. 5.1 находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является первая комбинация усилий. В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:

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

Принимаем предварительные  размеры подошвы фундамента: a = 2,4 м; b=2м.

Уточняем расчётное  сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [10]:

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

где: γ_n = 1 – для класса ответственности здания II;

A_f = ab = 2,4∙2 =4,8 м²;

W_f = ba²/6 = 2∙2,4²/6 = 1,92 м³.

Результаты вычисления усилий, краевых  и средних давлений на грунт основания  приведены в таблице 5.2.

Таблица 5.2- Усилия и давления на грунт под подошвой фундамента

Комбинация усилий от колонны	Усилия		Давления, кПа
Первая	396,388	153,738	162,65	2,51	82,58
Вторая	782,22	-169,398	188,68	188,68	100,46
Третья	616,3	-146,456	204,67	204,67	128,39

Так как вычисленные  значения давлений на грунт основания                                        204,67<1,2R = 1,2∙227,75= 227,3кН;

2,51>0;

128,39<R = 227,3кН, то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявленным требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента a = 2,4м и b = 2 м.

Расчёт тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рис. 5.1. Глубина стакана назначена  в соответствии с типом опалубки колонны по приложению 5 [1], а поперечное сечение подколонника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

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

Тогда реактивные давления грунта будут  равны:

p_max =

кПа;

 

p_min=

кПа;

 

p₁ =

кПа;

 

Расчётные изгибающие моменты в сечении 1-1 вычисляем по формуле:

 

Требуемое по расчёту  сечение арматуры составит:

Принимаем диаметр арматуры для  фундамента при а<3м равным 10мм. Для основного шага стержней в сетке 200мм на ширине b=2,4 м будем иметь в сечении 1-1 11ø10 A-II, A_s = 863,5>594,5мм². Процент армирования будет равен:

Расчёт рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении  короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта p_m = 144,475 кПа, соответственно получим:

 

 

 

По конструктивным требованиям  принимаем минимальное армирование  ø10 A-I, с шагом 200мм.

Расчёт продольной арматуры подколонника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 3-3 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 4-4.

Сечение 4-4. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм:

b = 650;  h = 1500;  b_f = b’_f = 1200;  h_f = h’_f = 325;  a = a’ = 50;  h₀ = 1450.

Вычислим усилия в  сечении 3-3 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом:

N = N_c+ +a_cb_cd_cγγ_fγ_n =399,12+41,46+1,5∙1,2∙0,9∙25∙1,1∙0,95=483кН;

M = M_c+Q_cd_c + = 144,61+22,8∙0,9+41,46∙0,52=186,7кНм.

Эксцентриситет продольной силы будет равен:

e₀ = M/N = 186,7/483= 0,386м = 386мм>е_а = h/30 = 50мм.

 Расчёт прочности  сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [4].

Вычисляем коэффициенты:

Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычисляем по формуле:

<0.

Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05% площади подколонника:

A_s =A’_s=0,0005∙1200∙1500 = 900мм². Принимаем A_s = A’_s = 1005мм²(5ø16A-I).

В сечении 5-5 по аналогичному расчёту принято конструктивное армирование.

Поперечное армирование стакана  фундамента определяем по расчёту на действие максимального изгибающего момента. Вычислим эксцентриситет продольной силы в колонне от первой комбинации усилий e₀ = M_c/N_c =583,29/ 970,05 = 0,601м.

Поскольку е₀ = 0,362м > h_c/6 = 0,117м, то поперечная арматура стакана требуется по расчёту. Так как е₀ = 0,362м<h_c/2 = 0,35м, то момент внешних сил  в наклонном сечении 6-6 вычислим по формуле:

M_6-6 = M_c+Q_cd_c-N_cе_о =144,61+22,8∙0,9-399,12∙0,35 = 25,44кНм.

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

Принимаем A_s = 50,3мм² (ø8 A-I).

 

ЗАКЛЮЧЕНИЕ

 

 

Задачей данного курсового  проекта являлось проектирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания для города Минска. Расчёт был выполнен при помощи автоматизированного проектирования.

В курсовом проекте рассчитывались и проектировались такие конструкции, как безраскосная ферма, колонна, внецентренно нагруженный фундамент под колонну. В ходе выполнения курсового проекта перед студентом были поставлены такие задачи, как, например, компоновка поперечной рамы, расчёт и подбор арматуры в различных конструкциях, навыки и умение пользоваться СНиПами и другой справочной литературой, которые были успешно выполнены.

 

СПИСОК  ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ

 

      1. Бородачёв Н.А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций.: Учеб. пособие для вузов – М.: Стройиздат, 1995.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции.

     3.Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат, 1985.