На тему: проектирование производственного здания с мостовыми кранами

Пояснительная записка

к курсовому проекту №2 по дисциплине

«Железобетонные и каменные конструкции»

На тему: ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ

 

 

Выполнил: студент группы ПГС-51

Выдрёнков

 

Руководитель: к. т. н., проф. каф. СК

Марабаев Н.Л.

 

Иваново 2012

Расчет колонны

Исходные данные

Геометрические размеры сечений колонны:

-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - h_в=0,7 м;

-высота сечения подкрановой части колонны – h_н=1,9 м;

-ширина сечения колонны – b= 0,5 м.

Размеры колонны по высоте:

-высота надкрановой части колонны H_В=3.7 м;

-высота подкрановой части колонны – H_Н=11.45 м.

Колонны изготавливается из тяжелого бетона класса В30, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении

R_в=17 МПа, R_в,ser=22 МПа R_вt=1,2 МПа, R_вt,ser=1,8 МПа, Е_в=3.25 × 10⁴ МПа.

Продольная арматура принята из стали класса А400

R_s=R_sc=355 МПа, Е_s=2 × 10⁵МПа.

Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в табл.4.

Определение расчетных усилий в крайней колонне

Надкрановая часть

Указанные сочетания в табл.4 заключены в рамку.

Определяем длительные усилия, соответствующие этим сочетаниям.

Сочетание 1состоит из суммы загружений (1+(8+10)+14+2)

М­_е= 0 кН×м – изгибающий момент от длительной нагрузки,

N­_е= 438,4+236,7∙0,7=604,09 кН – продольное усилие от длительной нагрузки.

Подкрановая часть

Сочетание 1(сечение 4) (1+16+(8+10).

Ординаты линий влияния У₁… У₄ вычисляются в соответствии с рис 6.2.2.

Габариты крана согласно рис. 6.2.2.

Рис. 6.2.2.К определению ординат линий влияния У₁… У₄

 

У₁=1; У₂= 0,26; У₃=0,68; У₄=0;

По формуле

,

где К₁ – коэффициент, принимаемый в зависимости от режима работы крана. Для кранов облегченного и нормального режимов работы К₁=0,5;

У₁…У₄- ординаты линий влияния.

М­_е= 0 -66,8·0,32+0 = -21,4 кН×м,

N­_е= 643,9+0+362,3·0,32=759,84 кН.

Q_е= 0+17.4·0,32+0=5,6 кН.

Сочетание 2 (1+(12+10)+2)

М­_е= 0+13.2·0,32+0= 4.2 кН×м,

N­_е= 643.9+596.8·0,32+236.7∙0.7=1000.5 кН,

Q_е= 0+3·0,32+0=0.96 кН.

Расчет надкрановой части

Расчет в плоскости поперечной рамы

Величина случайного эксцентриситета

е_а ³ Н_в^к/600=370/600=0,6см,

е_а ³ h/30=70/30=2.5 см,

е_а ³ 1 см.

Принимаем е_а=2.5 см.

Расчет выполняется на действие максимальных усилий, имеющих место при 1-м сочетании в сечении 2-2.

Сочетание 1

М=101,11 кНм, N=603,2 кН,

М_е=0 кНм, N_е=604,09 кН,

g_в1=1,1, l₀₁^в=7,4 м.

Расчетная высота колонны принимается l₀₁^в=7,4 м, так как в сочетании есть нагрузка от крана.

i=0,289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра, м.

i₁^в=0,289 × h=0,289 × 0,7=0,202 м.

. .

Определим коэффициент h:

,

,

.

Так как изгибающие моменты М=101,1 кНм и М_l=0 кНм одного знака, то коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки равен

,

принимаем d_е= е₀/h= 0,32.

В первом приближении принимаем .

Определяем жесткость D железобетонногоэлемента в предельной стадии для элементов прямоугольного сечения с арматурой, расположенной у наиболее сжатой и растянутой грани элемента по формуле

,где

-отношение модуля упругости арматуры к модулю упругости бетона.

Тогда жесткость D равна

Н·мм .

Условная критическая сила, при которой происходит потеря устойчивости, определяется по формуле

.

Для обеспечения устойчивости должно выполняться условие

.

Тогда ,

. Условие выполняется.

.

Проверим условие е₀=16,7 см > е_а=2 см,

16,7 ×1,02=17 см > 70/7=10 см.

Следовательно, продольная арматура приложена за пределами ядра сечения, в результате чего часть сечения по высоте будет сжата, а другая- растянута. Тогда при бетоне класса В30 А_s определяем по формуле

.

е=е₀ × h+h/2-а =16,7 ×1,02+70/2-5=47,0 см. (при е₀ >е_а)

Так как А_s^' < 0 произведем уточнение площади арматуры А_s. Для этого при минимальной площади арматуры А_s^' из 2Æ22А400 с А_s^'=7,60 см².

Определим высоту сжатой зоны:

Площадь растянутой арматуры

x= .

А_s=(xR_вbh₀-N)/R_s+A_s=(0,03 × 1,1 × 17× 100 ×50 × 65-603,2×1000/355(100)+7,60 = -4,2 см².

Так как А_s < 0, то расчет считается законченным.

Окончательно принимаем по конструктивным требованиям 2Æ22 А400 с А_s=7,6 см² >А_s,min=3,25 см².

Конструирование

Конструирование надкрановой части производим двумя плоскими каркасами КР1.

Поперечное армирование выполняется сварными стержнями из стали класса А240, диаметром определяемым по условию:

d_w ³ 0,25 × 20=5 мм,

d_w ³ 6 мм.

Шаг установки поперечной арматуры:

s 15 × 20=300 мм,

s < 300 мм.

Принимаем арматуру Æ6 А240 с шагом s=300 мм.

Длина каркасов

l_wn ³ (0,7 × 355/0,9 ×14,5+11)·20=600 мм,

l_wn ³ 20 × 20=400 мм.

Окончательно длину каркаса принимаем

l= H^к_в - 40+ l_wn= 3700-40+600=4260 мм.

Рис. 6.5. Каркас КР1

Расчет подкрановой части

Расчет ветвей

Определим коэффициент h

с=h_c-h_в=1900-300=1600 мм – расстояние между осями ветвей.

Коэффициент приведения длины равен

> 14 следовательно колонна гибкая

е₀=М/N=-210/897.51=0,23 м =23 см,

М₁=М+0,5N(h_e-h_в)=-210+0,5 × 897.51(1,9-0,3)=552.88 кНм,

М_1l=М_е+0,5N_е(h_e-h_в)=-21.4+0,5 ×759.84(1,9-0,3)=624.46 кНм.

Так как изгибающие моменты М=-210 кНм и М_l=-24.1 кНм одного знака, то коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки равен

,

,

т.к. е₀=23 см > е_а=2 см, то

d_е= е₀/h= 0,12, d_е < d_е,min принимаем d_е=d_е,min=0,15.

В первом приближении принимаем .

Определяем жесткость D железобетонногоэлемента в предельной стадии для элементов прямоугольного сечения с арматурой, расположенной у наиболее сжатой и растянутой грани элемента по формуле

где

Тогда жесткость D равна

Условная критическая сила, при которой происходит потеря устойчивости, определяется по формуле

.

Для обеспечения устойчивости должно выполняться условие

.

Тогда ,

.Условие выполняется.

.

Усилия в ветвях колонны

.

откуда N_в1=448.75+123.53=572.28 кН,

N_в2=448.75- 123.53=325.22 кН.

Следовательно, обе ветви будут сжатыми, а наиболее загруженной является внутренняя ветвь.

Произведем расчет сжатой внутренней ветви N_в1=572.28 кН.

Изгибающий момент от местного изгиба ветвей

.

Эксцентриситет усилия N_в1 относительно центра тяжести сечения

е₀= .

 

Произведем подбор арматуры А_s=A_s^'

Граничная высота сжатой зоны

Т.к. a_n=0,64 >x_R=0,531,

По конструктивным требованиям принимаем: 2Æ16А400 с А_s=4,02 см²

А_s=4,02 см² > A_s,min=0,002bh₀=0,002 × 50 × 25=2,5 см².

Проверяем условие

,

где - требуемый коэффициент армирования ветви,

- предварительно задаваемый коэффициент армирования.

Тогда

. Условие выполняется. Следовательно, уточнения не требуется.

Окончательно принимаем: 2Æ16А400 с А_s=4,02 см².

Произведем расчет сжатой внешней ветви N_в2=355.22 кН.

Изгибающий момент от местного изгиба ветвей

.

Эксцентриситет усилия N_в2 относительно центра тяжести сечения

е₀= .

Эксцентриситет усилия N_в2 относительно арматуры А_s

е₀=0.07 см < е_а=2 см Þ е=2см.

Произведем подбор арматуры А_s=A_s^'

Граничная высота сжатой зоны

Т.к. a_n=0,64 >x_R=0,531,

По конструктивным требованиям принимаем: 2Æ16А400 с А_s=4,02 см²

А_s=4,02 см² > A_s,min=0,002bh₀=0,002 × 50 × 25=2,5 см².

Проверяем условие

,

где - требуемый коэффициент армирования ветви,

- предварительно задаваемый коэффициент армирования.

Тогда

. Условие выполняется. Следовательно, уточнения не требуется.

Окончательно принимаем: 2Æ16А400 с А_s=4,02 см².

Сочетание 2:

М=11,88кНм, М_е=4,2кНм,

N=1346,71 кН, N_е=1005 кН,

Q=2,7 кН, Q_e=0,96кН,

l₀₁^н=17,175 м, g_в2=1,1.

Определим коэффициент h

с=h_c-h_в=1900-300=1600 мм – расстояние между осями ветвей.

Коэффициент приведения длины равен

,

> 14,

е₀=М/N=11,88/1346,71=0,008 м =0,8 см,

М₁=М+0,5N(h_e-h_в)=11,8+0,5 × 1346,71(1,9-0,3)=1156,5 кНм,

М_1l=М_е+0,5N_е(h_e-h_в)= 4,2+0,5 ×1005(1,9-0,3)=858,45 кНм.

Так как изгибающие моменты М=1346,71 кНм и М_l=1005кНм одинаковых знаков, то коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки равен

.

т.к. е₀=0,8 см < е_а=2 см, то

d_е = d_е,min =0,15.

В первом приближении принимаем .

Определяем жесткость D железобетонногоэлемента в предельной стадии для элементов прямоугольного сечения с арматурой, расположенной у наиболее сжатой и растянутой грани элемента по формуле

где

Тогда жесткость D равна

Условная критическая сила, при которой происходит потеря устойчивости, определяется по формуле

.

Для обеспечения устойчивости должно выполняться условие

.

Тогда ,

. Условие выполняется.

.

Усилия в ветвях колонны

.

откуда N_в1=673.35+7=680.35 кН,

N_в2=673.35-7=666.35 кН.

Следовательно, обе ветви будут сжатыми, а наиболее загруженной является внутренняя ветвь.

Произведем расчет сжатой внутренней ветви N_в1=680.35 кН.

Изгибающий момент от местного изгиба ветвей

.

Эксцентриситет усилия N_в1 относительно центра тяжести сечения

е₀= .

Эксцентриситет усилия N_в1 относительно арматуры А_s

е₀=0.07 см < е_а=2 см Þ е=2см.

Произведем подбор арматуры А_s=A_s^'

,

,

,

Граничная высота сжатой зоны

Т.к. a_n=0,96 > x_R=0,531,

По конструктивным требованиям принимаем 2Æ16А400 с А_s=4,02 см²

А_s=4,02 см² > A_s,min=0,002bh₀=0,002 × 50 × 25=2,5 см².

Проверяем условие

,

где - требуемый коэффициент армирования ветви

- предварительно задаваемый коэффициент армирования.

Тогда

. Условие выполняется. Следовательно, уточнения не требуется.

Окончательно принимаем 2Æ16А400 с А_s=4,02 см².

Конструирование

Армирование ветвей продольной арматурой принимается как наружной ветви,так и внутренней ветви из 2Æ16 А400 с А_s=4,02 см².

Конструирование производится плоскими каркасами КР2.

Диаметр поперечной арматуры:

d_w ³ 0,25 ×16=4 мм,

d_w ³ 6 мм.

Принимаем Æ6 А240,

Шаг установки поперечной арматуры определим из условий:

S < 15 × 16=240 мм,

S < 300 мм.

Принимаем S=200 мм.

Длина каркаса вычисляется по формуле

l=L_к-H_В-30=15150-3700-30=11420 мм.

где общая длина колонны L_к=15150 мм определяется по формуле в зависимости от глубины заделки колонны в фундамент

Принимаем h_з=1,0 м.

Учитывая, что максимальная длина стержневой арматуры диаметром

d ³ 12 мм, поставляемой промышленностью, составляет 13 м, продольная арматура каркаса КР2 состоит из отдельных стержней длиной l< 13000 мм, соединенных контактной стыковой сваркой в различных по длине сечениях.

Расстояние b от верха плоского каркаса до поперечных стержней вычисляем

- для наружной и внутренней ветвей КР2

n = (1300-100)/200 = 6.

Принимаем n= 6; b=200×6+80=1280 мм;

Диаметр и шаг установки соединительных стержней определяется по аналогии с поперечными и принимается Æ6 А240 с шагом S=200 мм.

Рис.6.7. Конструирование ветвей

Рис.6.7.1. Каркас КР2

Расчет средней распорки

Максимальный изгибающий момент М_sp будет иметь место когда Q_max=14.07кH при первом сочетании усилий в сечении 4-4.Учитывая, что обе ветви будут сжаты армирование будет симметричным и М_sp определяется по формуле

.

Требуемая площадь арматуры

Принимаем 3Æ8 А400 с А_s=1,51 см².

Определим поперечную силу в распорке

.

Проверяем размеры поперечного сечения из условия прочности по бетонной полосе между трещинами

Кн,

14,07<100,8.

Поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям.

Вычисляем изгибающий момент, воспринимаемый бетоном над наклонной трещиной

кН·м.

Вычисляем минимальную поперечную силу, воспринимаемую бетоном

кН,

Сравниваем Q<Q_bl

14.07<17.6 – условие выполняется, поперечная арматура не требуется по расчёту.

Поперечное армирование выполняется сварными стержнями из стали класса А240, диаметром определяемым по условию:

d_w ³ 0,25 × 19=4,75 мм,

d_w ³ 6 мм.

Шаг установки поперечной арматуры:

S 15 × 19=285 мм,

S 300 мм.

Принимаем арматуру Æ6 А240 с шагом s=250 мм.

Рис. 6.8. К расчету средней распорки

Расчет подкрановой распорки

Расчет производим в сечении 3-3 на 1-е сочетание усилий (1+[12+10]∙0,9+[2]∙0,7).

М=18.6кНм, N=1221.11 кН,

g_в1=1,1, l₀₁^н=17.175 м.

Длительные усилия М_е и N_е (расчет см.выше)

М_е= 0+20,7∙0.32+0=6.624 кНм,

N_е=518,3+596,8∙0,32+236,7∙0,7=874,96 кН.

Исходные данные для расчета

Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.

Характеристики арматуры класса А400:

R_s = 355 МПа; R_sc = 355 МПа; R_sw = 285 МПа; E_s = 200000 МПа.

Характеристики бетона класса В20:

R_bt.ser = 1,35 МПа; R_b.ser = 15 МПа; R_bt = 0,9 МПа; R_b = 11,5 МПа; γ_b2 = 0,9;

E_b = 27500 МПа.

Расчетное сопротивление грунта – R₀ = 0,14 МПа.

Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):

М_max = -210,29 кН·м,

N_соот = 897,51 кН,

Q_соот = 12,2 кН,

М_ser = М_max / = 210,29 / 1,15 = 182,86 кН·м,

N_{о ser} = N_соот / = 897,51 / 1,15 = 780,44 кН,

Q_ser = Q_соот / = 12,2 / 1,15 = 10,6 кН.

Предварительный выбор основных размеров фундамента

Размеры подошвы фундамента

Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента

М = М_max + Q_соот · H_f,

М = 210,29 + 12,2 ·1,8 = 228.6 кН·м.

Длина и ширина подошвы:

l = (N_{о ser} / (m · (R₀ - g · d))^0.5,

l = (780,44/ (0,8 · (160- 20 · 1,65)))^0.5 = 2,75 м,

b = l × m =2,70 · 0,8 = 2.16 м.

m= 0,8 - коэффициент соотношения сторон фундамента.

Принимаем предварительно размеры подошвы: l = 3,3м, b = 2,4 м.

Для внецентренно нагруженного фундамента должны выполняться следующие условия:

1) для среднего давления

Р < R₀,

где Р – среднее давление на грунт

Р = N_ser / (b · l),

N_ser – сила под подошвой фундамента

N_ser = g · b · l · d + N_{о ser},

N_ser = 20 · 2,4 · 3,3 · 1,5 + 78,44 = 996,44 кН.

Р = 996,44 / (2,4 · 3,3) = 125,8 кПа < R₀ = 160 кПа - условие выполняется.

2) для максимального краевого давления при эксцентриситете относительно одной главной оси инерции подошвы фундамента

P_max £ 1,2 · R₀,

где P_max – максимальное давление на грунт

P_max = N_ser / (b · l) + М_ser / (b · l² / 6),

P_max = 996,44 / (2,4 · 3,3) + 182,8 / (2,4 · 3,3² / 6) = 167,75 кПа,

P_max = 167,75 кПа £ 1,2 · R₀ = 1,2 · 160 = 192 кПа - условие выполняется.

Рис. 7.2.3 План Фундамента

Рис.7.3.1 Продавливание фундамента колонной дна стакана

б) Расчет на раскалывание фундамента.

Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.

Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях, проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента, за вычетом стакана фундамента, соответственно (см. рисунок 7.3.2.)

A_fl = 1,94 м²,

A_fb = 1,7м².

b_кол / h_кол = 0,5 / 1,9 = 0,26 < A_fb / A_fl = 1,7 / 1,94 = 0,87, следовательно, проверку фундамента по прочности на раскалывание производим из условия

N ≤ 0,975 · A_fl · R_bt · (1 + b_кол / h_кол),

N = 897.51 кН < 0,975 · A_fl · R_bt · (1 + b_кол / h_кол) = 0,975 · 1,94 · 900 · (1 + 0,5 / 1,9) = 1343.96 кН - условие выполняется, следовательно, прочность фундамента на раскалывание обеспечена.

Рис. 7.3.2. Схема к определению площадей вертикальных сечений фундамента

в) Проверка ступени по прочности на продавливание

Рис. 7.3.2.1. Схема к определению площади продавливания

Расчет не требуется, прочность ступени на продавливание обеспечена.

Армирование подколонника

Подколонник фундамента армируется четырьмя вертикальными каркасами КР1, КР2 образующих пространственный каркас и пятью горизонтальными сетками С2 (рис.7.4.3).

Сетки С2 располагаются горизонтально по высоте от верха фундамента с шагом 200 мм. Стержни сеток С2 расположены с таким расчетом, что стержни продольной арматуры каркасов КР1, КР2 подколонника проходят внутри ячеек сетки. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника 50 мм в поперечном и продольном направлениях.

Рис. 7.4.3. Изделия для армирования подколонника

Библиографический список

1. ГОСТ 31310-2005 «Панели стеновые трехслойные железобетонные с эффективным утеплителем».

2. ГОСТ 13840-68ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы, конструкции и размеры.

3. ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.

4. ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.

5. Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.

6. Серия 1.421.1-9. Колонны железобетонные двухветвевого сечения для одноэтажных производственных зданий высотой 15,6-18м.

7. Серия 1.462.1-3/89. Железобетонные стропильные решетчатые балки для покрытий одноэтажных зданий.

8. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 1996.

9. СП52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.

10. СП52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.

11. Железобетонные конструкции. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.

12. Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А., Телоян А.Л., Лопатин А.Н. Иваново. 2006.

13. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.

14. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.

Пояснительная записка

к курсовому проекту №2 по дисциплине

«Железобетонные и каменные конструкции»

на тему: ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ

 

 

Выполнил: студент группы ПГС-51

Выдрёнков

 

Руководитель: к. т. н., проф. каф. СК

Марабаев Н.Л.

 

Иваново 2012

Расчет колонны

Исходные данные

Геометрические размеры сечений колонны:

-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - h_в=0,7 м;

-высота сечения подкрановой части колонны – h_н=1,9 м;

-ширина сечения колонны – b= 0,5 м.

Размеры колонны по высоте:

-высота надкрановой части колонны H_В=3.7 м;

-высота подкрановой части колонны – H_Н=11.45 м.

Колонны изготавливается из тяжелого бетона класса В30, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении

R_в=17 МПа, R_в,ser=22 МПа R_вt=1,2 МПа, R_вt,ser=1,8 МПа, Е_в=3.25 × 10⁴ МПа.

Продольная арматура принята из стали класса А400

R_s=R_sc=355 МПа, Е_s=2 × 10⁵МПа.

Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в табл.4.