Проектирование одноэтажного промышленного здания с крановыми нагрузками

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Санкт-Петербургский Государственный

Архитектурно-Строительный Университет

Кафедра “Железобетонных и каменных конструкций”.

Курсовой проект №2

«Проектирование одноэтажного промышленного здания с крановыми нагрузками»

Санкт-Петербург

2005 год

Задание на проект

Расчет поперечной рамы каркаса

Лесопильный цех.

Район строительства по весу снегового покрова - III, по скоростному напору ветра - I;

Общая длина здания - L= 84 м;

Размеры пролетов - l₁= 24 м;

Грузоподъемность кранов - 20 т (в пролете два крана среднего режима работы);

Отметка головки рельса подкранового пути - h_гр= 11,00м;

Геологические и гидрогеологические данные - R= 2,4 кГ/ см².

Поперечное сечение здания

каркас рама колонна ферма

1. Статический расчет поперечной рамы

Определение нагрузок

Постоянные нагрузки:

а) Собственный вес 1 м² покрытия:

Таблица 1.

Наименование элементов конструкции	Нормативная нагрузка qn, Н/ м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf	Расчетная нагрузка q, Н/ м2
Железобетонные крупнопанельные плиты покрытия с заливкой швов Обмазочная пароизоляция Утеплитель 0,1?400 Асфальтовая стяжка 2 см Рулонный ковер	2020 50 400 350 150	1,1 1,2 1,2 1,2 1,2	2222 60 480 420 180
Итого	2970		3362

б) Расчетная нагрузка, передаваемая фермой покрытия на крайнюю колонну:

,

где

G_bn= 108 кН - собственный вес фермы;

г_f= 1,1 - коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1);

l₁= 24 м - пролет поперечной рамы;

l₂= 12 м - шаг колонн.

.

Расчетная нагрузка, передаваемая балками покрытия на среднюю колонну:

в) Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и веса подкранового пути на колонну:

,

где

G_cb,n = 107 кН - собственный вес подкрановой балки;

1,5 кН/ м - вес подкранового пути.

.

г) Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:

Крайняя колонна, надкрановая часть:

,

где

a* b= 0,5* 0,6 м - сечение верхней части колонны;

H₁=3,050 м - высота надкрановой части колонны;

г= 25 кН/ м³ - удельный вес железобетона;

г_f= 1,1 - коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).

.

Крайняя колонна, подкрановая часть:

,

где

а* с= 0,5* 0,8 м - сечение нижней части колонны;

Н= 13,5м - высота колонны;

г= 25 кН/ м³ - удельный вес железобетона;

г_f= 1,1 - коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).

д) Нагрузка от собственного веса самонесущих стен передается в данном случае через фундаментные балки на фундаменты, не оказывая существенного влияния на колонны.

Временные (кратковременно действующие) нагрузки:

а) Снеговая нагрузка:

Распределение снеговой нагрузки по покрытию принимается равномерным.

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м² площади покрытия:

,

где

P_sn,n= 1800 Н/ м² - нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности для III района строительства (СНиП 2.01.07-85 табл.4);

с= 1- коэффициент перехода веса от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие (СНиП 2.01.07-85 прил.3, схема 5);

г_f= 1,4 - коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).

.

Расчетная нагрузка от снега на крайнюю колонну:

,

.

б) Вертикальная нагрузка от кранов:

N_n,max= 220 кН;

N_n,min= (Q+ G)/ m- N_n,max,

Где

Q= 200 кН - грузоподъемность крана;

G= 360 кН - общий вес крана;

m= 2 - число колес на одной стороне крана.

N_n,min= (200+360)/ 2-220= 60 кН.

Расчетные давления при коэффициенте надежности по нагрузке г_f= 1,1:

,

;

,

.

Расчетные максимальное и минимальное давления на колонну от двух сближенных кранов определяю по линии влияния давления на колонну:

,

где

ш= 0,85 - коэффициент сочетания для кранов среднего режима работы (СНиП 2.01.07-85 п.4,7).

кН;

,

кН.

Расчетная горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана с гибким подвесом груза:

,

где

0,05 - коэффициент для кранов с гибким подвесом груза (СНиП 2.01.07-85 п.4,4);

G_т= 85 кН - вес тележки крана.

.

Горизонтальная нагрузка на колонну от поперечного торможения двух сближенных кранов:

,

.

г) Горизонтальная ветровая нагрузка:

Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки:

,

где

щ₀=230Н/ м² - нормативное значение ветрового давления для I района строительства по ветровой нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.5);

с - аэродинамический коэффициент,

с наветренной стороны с= 0,8,

с подветренной стороны с= -0,6;

k - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте (СНиП 2.01.07-85 табл.6);

На высоте 20 м k= 1,25, на высоте 10 м k= 1,0, для промежуточных высот значение k определяю линейной интерполяцией.

В моем случае высота здания +17,4м, а отметка верха колонны +13,5 м.

Среднее значение увеличения нагрузок на участке высотой (17,4- 10) м:

.

Расчетная ветровая нагрузка на каждую из колонн крайнего ряда, расположенных с шагом 12 м, с наветренной стороны:

1) Равномерно распределенная в пределах высоты колонны:

,

.

2) Дополнительная сосредоточенная ветровая нагрузка на участке от 10 м до 13,5 м, получающаяся за счет разных коэффициентов k, и приложенная на уровне верха колонны:

,

.

3) Сосредоточенная ветровая нагрузка, действующая на стену выше верха колонны на участке от 13,5 м до 17,4 м:

,

.

Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне верха колонн:

W₁= W₁^/+ W^/,

W₁= 0,787+ 10,56= 11,347 кН.

С заветренной стороны:

1) Равномерно распределенная нагрузка в пределах высоты колонны:

,

.

2) Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка на уровне верха колонны:

W₂= W₁* 0,6/ 0,8,

W₂= 11,347* 0,6/ 0,8= 8,51кН.

В поперечной раме в продольном направлении ригель условно принимается абсолютно жестким, действие сил с наветренной и заветренной сторон здания принимается как действие суммы этих сил, приложенных с наветренной стороны:

W= W₁+ W₂= 11,347+ 8,51= 19,86 кН.

2. Расчет колонны

2.1 Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А

Колонна К1 по оси А имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.

2.1.1 Исходные данные для расчета

Бетон тяжелый класса В15, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении:

R_b= 8,5 МПа, R_bt= 0,75 МПа (СНИП 2.03.01-84, табл.13),

Е_b= 20,5* 10³ МПа (СНИП 2.03.01-84, табл.18).

Арматура класса АIII d> 10 мм:

R_s= R_sc= 365 МПа (СНИП 2.03.01-84, табл.22),

Е_s= 20* 10⁴ МПа (СНИП 2.03.01-84, табл.29).

2.1.2 Надкрановая часть колонны

Ширина сечения b= 50 см, высота h= 60 см, а= а^/= 4 см, полезная высота сечения:

h₀= h- a= 60- 4= 56 см.

Подбор сечения арматуры произведу по наибольшим расчетным усилиям в сечении II - II, в котором наиболее опасными являются комбинации усилий, приведенные в таблице:

Таблица 2

Усилия	Комбинации усилий
	IIa (Mmin)	I (Nmax)
М, кН м	-29,76	65,2
N, кН	-572	-934,9

;

Комбинация усилий IIa (M_min)

Расчетная длина надкрановой части колонны:

l₀= 2* H₁= 2* 3,050= 6,1 м (СНИП 2.03.01-84, табл.32).

В комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка:

i= vh²/ 12= v60²/ 12= 17.32 см;

л= l₀/ i= 610/ 17,32= 35,22> 14 (СНИП 2.03.01-84, п.3.3),

следовательно, необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Условная критическая сила:

(СНИП 2.03.01-84, ф.58).

Ориентировочно назначаю коэффициент армирования м= 0,004.

б= Е_s/ Е_b=20* 10⁴/ 20,5* 10³= 9,8.

Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:

е₀= М/ N= 2976/ 572= 5,2 см> е_а= h/ 30= 2 см (СНИП 2.03.01-84, фп.3.2, 1.21),

следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.

I= b* h³/ 12= 50* 60³/ 12= 900000 см⁴.

ц_l= 1+ в* М_l1/ M₁ (СНИП 2.03.01-84, ф.21), где

в= 1 - коэффициент, принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;

М_l1= M_l+ N_l* (h₀- a^/)/ 2= 30+ 572* (0,56- 0,04)/ 2= 178,72 кН м - момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;

M₁= M+ N* (h₀- a^/)/ 2= 29,76+ 572* (0,56- 0,04)/ 2= 178,48кН м - момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый силой N;

ц_l= 1+ 1* 178,72/ 178,48= 2.

д_e= е₀/ h= 5,2/ 60= 0,086 (СНИП 2.03.01-84, п.3.6), но не менее

д_e.min= 0,5- 0,01* (l₀/ h)- 0,01* R_b* г_b2=0,5- 0,01* (610/ 60)- 0,01* 8,5* 1,1= 0,3.

Принимаю д_e= 0,3.

I_s= м* b* h₀* (0,5* h²- a)²= 0,004* 50* 56* (0,5* 60²- 4)²= 7571,2 см⁴;

ц_p= 1 - коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;

N_cr= 6,4* 20500* 100/ 610²*[900000/ 2*(0,11/{0,1+ 0,3}+ 0.1)+ 9,8*7571,2]= 85,66* 10⁵ Н= 8566 кН.

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:

з= 1/ (1- N/ N_cr)= 1/ (1- 572/ 8566)= 1,07 (СНИП 2.03.01-84, ф.19).

Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия растянутой арматуре:

е= е₀* з+ 0,5* h- a= 5,2* 1,07+ 0,5* 60- 4= 31,56 см.

При условии, что А_s= A_s^/, высота сжатой зоны:

X= N/ (г_b2* R_b* b)= 572* 1000/ (1,1* 8,5* 100* 50)= 12,24 см.

Относительная высота сжатой зоны:

о= X/ h₀= 12,24/ 56= 0,22 (СНИП 2.03.01-84, п.3.16).

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

о_R= щ/ (1+ у_sR/ у_sc.u* (1- щ/ 1.1)) (СНИП 2.03.01-84, ф.25), где

щ - характеристика сжатой зоны бетона,

щ= б- 0,008* R_b= 0,85- 0,008* 8,5= 0,782 (СНИП 2.03.01-84, ф.26);

у_sc.u= 400 МПа;

у_sR= R_s= 365 МПа;

о_R= 0,782/ (1+ 365/ 400* (1- 0,782/ 1,1))= 0,62.

о= 0,22< о_R= 0,62 (СНИП 2.03.01-84, п.3.20);

А_s= A_s^/= (N* e- R_b* b* X* (h₀- 0,6* X))/ (R_sc* (h₀- a^/))= (572* 1000* 31,56- 8,5* 100* 50* 12,25* (56- 0,6* 12,25))/ (365* 100* (56- 4))= -3,83 см².

Следовательно арматуры по расчету не требуется и берем ее по конструктивным требованиям

при

Принимаю 3O16 с А_s= 6,03 см².

Подкрановая часть колонны.

Подбор сечения арматуры буду производить по наибольшим расчетным усилиям в сечении IV - IV.

Размеры подкрановой части колонны:

b= 50 см; h= 80 см; а= а^/= 4 см; h₀= 76 см.

В сечении IV - IV действуют комбинации усилий, представленные в таблице:

Таблица 3

Усилия	Комбинации усилий
	I (Mmax)	IIa (Mmin)	IIIa (Nmax)
М, кН м	439,7	-572,68	-151,21
N, кН	-857,4	-1401,81	-1401,81

Во все комбинации усилий входит крановая нагрузка, поэтому R_b берется с коэффициентом

г_b2= 1,1.

Усилия от длительно действующей нагрузки:

M_l= -41,5 кН м; N_l= -857,4 кН.

Расчетная длина подкрановой части колонны:

l₀= 1,5* H₁= 1,5* 10,45= 15,68 м (СНИП 2.03.01-84, табл.32).

i= vh²/ 12= v80²/ 12= 23,1 см;

л= l₀/ i= 1568/ 23,1= 67,88 > 14 (СНИП 2.03.01-84, п.3.3),

следовательно, необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Условная критическая сила:

(СНИП 2.03.01-84, ф.58).

Ориентировочно назначаю коэффициент армирования м= 0,004.

б= Е_s/ Е_b=20* 10⁴/ 20,5* 10³= 9,8.

Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:

е₀= М/ N= 572,68/ 1401,81= 0,41 м= 41 см> е_а= h/ 30= 2,6 см (СНИП 2.03.01-84, фп.3.2, 1.21),

следовательно, случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.

I= b* h³/ 12= 50* 80³/ 12= 21,3* 10⁵ см⁴.

ц_l= 1+ в* М_l2/ M₂ (СНИП 2.03.01-84, ф.21),

где в= 1 - коэффициент, принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;

М_l2= M_l+ N_l* (h₀- a^/)/ 2= 41,5+ 857,4* (0,76- 0,04)/ 2= 350,16 кН м - момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый длительно действующей частью силы N от постоянных и временных длительных нагрузок;

M₂= M+ N* (h₀- a^/)/ 2= 572,68+ 857,4* (0,76- 0,04)/ 2= 881,34 кН м - момент относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения, создаваемый силой N;

ц_l= 1+ 1* 350,16/ 881,34= 1,40.

д_e= е₀/ h= 41/ 80= 0,51 (СНИП 2.03.01-84, п.3.6), но не менее

д_e.min= 0,5- 0,01* (l₀/ h)- 0,01* R_b* г_b2=0,5- 0,01* (1568/ 80)- 0,01* 8,5* 1,1= 0,21

Принимаю д_e= 0,51.

I_s= м* b* h₀* (0,5* h²- a)²= 0,004* 50* 76* (0,5* 80²- 4)²= 19699,2 см⁴;

ц_p= 1 - коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента;

N_cr= 6,4* 20500* 100/ 1568²*[2130000/ 1,4*(0,11/{0,1+0, 51}+ 0,1)+ 9,8*19699,2]= 33,06* 10⁵ Н= 330,6 кН.

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия:

з= 1/ (1- N/ N_cr)= 1/ (1- 1401,81/ 3306)= 1,73 (СНИП 2.03.01-84, ф.19).

Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия растянутой арматуре:

е= е₀* з+ 0,5* h- a= 41* 1,73+ 0,5* 80- 4= 106,9 см.

При условии, что А_s= A_s^/, высота сжатой зоны:

X= N/ (г_b2* R_b* b)= 1401,81* 1000/ (1,1* 8,5* 100* 50)= 30 см.

Относительная высота сжатой зоны:

о= X/ h₀= 30/ 76= 0,39 (СНИП 2.03.01-84, п.3.16).

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

о_R= щ/ (1+ у_sR/ у_sc.u* (1- щ/ 1,1)) (СНИП 2.03.01-84, ф.25),

где щ - характеристика сжатой зоны бетона,

щ= б- 0,008* R_b= 0,85- 0,008* 8,5= 0,782 (СНИП 2.03.01-84, ф.26);

у_sc.u= 400 МПа;

у_sR= R_s= 365 МПа;

о_R= 0,782/ (1+ 365/ 400* (1- 0,782/ 1,1))= 0,62.

о= 0,39< о_R= 0,62 (СНИП 2.03.01-84, п.3.20);

А_s= A_s^/= (N* e- R_b* b* X* (h₀- 0,6* X))/ (R_sc* (h₀- a^/))= (1401,81* 1000* 106,93- 8,5* 100* 50* 30* (76- 0,6* 30))/ (365* 100* (76- 4))= 28,9 см².

Принимаю 3O36 с А_s= 30,54 см².

Расчет колонны в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, не провожу, так как

л^/= l₀/ i= 1568/ 14,4= 108,8> л= 67,88, где

l₀= 1,5* H₁= 1,5* 10,45= 15,68 м= 1568 см;

i= vb²/ 12= v50²/ 12= 14,4 см.

Расчет на усилия, возникающие при транспортировании и монтаже.

Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны при монтаже и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты.

Изгибающий момент в опасном сечении а - а:

М_а= b* h* г* l₁²/ 2* k_дин,

где г= 25 кН/ м³ - удельный вес железобетона;

k_дин= 1,6 - коэффициент динамичности (СНИП 2.03.01-84, п.1.13);

М_а= 0,5* 0,6* 25* 3,05²/ 2* 1,6= 55,81* 10⁵ Н см.

Требуемое количество арматуры в сечении II - II при изгибе в плоскости грани h (при г_b2=0,9) (СНИП 2.03.01-84, табл. 15):

A₀= М_а/ (г_b2* R_b* b* h₀²)= 55,81* 10⁵/ (0,9* 8,5* 100* 50* 56²)= 0,046;

з= 0,974;

А_s= М_а/ (з* R_s* h₀)= 55,81* 10⁵/ (0,974* 365* 100* 56)= 2,8 см².

Принимаю 3O12АIII с А_s= 3,39 см².

Расчет подкрановой консоли.

Размеры консоли показаны на рисунке.

Достаточность этих размеров проверяю из условия:

Q_c? 0,8* ц_щ2* R_b* b* l_b* sinи (СНИП 2.03.01-84, ф. 85);

l_b= l_sup* sinи (СНИП 2.03.01-84, ф. 85).

Q_c= 0,85* D_max+ G_cb= 0,85* 242+ 137,5= 343,2 кН.

Размеры консоли:

h= 1,45 м; h₀= 1,4 м; h₁= 0,9 м; l₁= 0,55 м; b_c= 0,55 м; а= 0,2 м; б= 45°.

Проверяю возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:

l_sup= Q_c/ (г_b2* R_b* b_b)= 343,2* 10³/ (0,9* 8,5* 10⁶* 0,27)= 0,17 м;

у_loc= Q_c/ (b* l_sup)= 343,2/ (0,5* 0,3)= 2288 кПа= 2,3 МПа< 8,5 МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

Проверяю условие

Q< 3,5* R_bt* b* h₀;

343,2 кН< 3,5* 0,75* 100* 50* 140= 1837,5 кН, т.е. размеры сечения консоли удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.

Проверяю условие

Q_c? 0,8* ц_щ2* R_b* b* l_b* sinи,

где ц_щ2= 1+ 5* б* м_щ1= 1+ 5* 9,8* 0,006= 0,29 - коэффициент, учитывающий влияние хомутов, распложенных по высоте консоли;

б= Е_s/ Е_b=20* 10⁴/ 20.5* 10³= 9,8;

м_щ1= А_sщ/ b* s_щ= 15,2/ 50* 50= 0,006;

l_b= l_sup* sinи= 0,17* 0,97= 0,17 м= 17см;

tgи= h₀/ (a+ ?* l_sup)= 140/ (20+ ?* 17)= 4,9;

sinи= 0,97;

Q_c= 343,2 кН< 0,8* 0,29* 8,5* 100* 50* 17* 0,97= 1625,9 кН.

Определю площадь сечения продольной рабочей арматуры А_s из условия прочности на действие изгибающего момента по грани примыкания консоли к колонне:

М_c= 1,25* Q_c* (а+ 0,8- 0,6)= 1,25* 343,2* 0,4= 171,6 кН м

Принимая во внимание, что в сжатой зоне консоли имеется большое количество сжатой арматуры, определяю площадь растянутой арматуры:

А_s= М_с/ (R_s* (h₀- а^/))= 171,6* 10⁵/ (365* 100* (140- 5))= 3,48 см²;

из конструктивного минимума имею:

А_s= 0,002* b_c* h₀= 0,002* 50* 140= 14,0 см²,

что больше А_s= 3,48 см².

Принимаю продольную арматуру 4O22АIII с фактической А_s= 15,2 см².

Суммарная площадь отогнутых стержней и наклонных хомутов, пересекающих верхнюю половину линии длиной l, соединяющей точки приложения силы Q_c и сопряжение нижней грани консоли и колонны, должна быть не менее:

А_{inc, min}= 0,002* b_c* h₀= 0,002* 50* 140= 14,0 см².

Принимаю 4O22АIII с А_s= 15,2 см².

Расчет фундамента под колонну по оси А.

Определение усилий.

На фундамент передаются усилия от колонны (сечение IV - IV), веса стены и фундаментной балки, веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновые панели из легкого бетона размерами 1,2?0,3?12,0 весят 40 кН; до отметки 15,6 м укладываются 6 панелей высотой 1,2 м.

Суммарная высота двух оконных проемов 8,4 м (0,5 кН/ м²). Вес фундаментной балки 51 кН. Нормативная нагрузка от веса стены:

G_n=40* 6+51+ 8,4* 12* 0,5= 341,4 кН.

Расчетная нагрузка:

G= 341,4* 1,1= 375,54 кН.

е₀₁= 0,5* (0,3+ 0,8)= 0,55 м.

Усилия, действующие на уровне подошвы фундамента:

M_f= M₃+ Q₃* H_f+ G* е₀₁,

N= N₃+ G,

где M₃, Q₃ и N₃ - усилия от колонны в сечении IV - IV на уровне обреза фундамента. H_f= 1,55 (высота фундамента назначается на стадии эскизного проектирования).

Таблица 4. Нормативные усилия получаю путем деления расчетных усилий на усредненный коэффициент перегрузки г= 1,15.

Основные сочетания нагрузок	Комбинации усилий	Усилия в сечении IV - IV колонны по оси А, кН м, кН	Усилия от стены кН м, кН	Суммарные усилия на уровне подошвы фундамента кН м, кН
		M	N	Q	Q* Hf	G	G* е01	M	N
Расчетные значения	1 2 3	439,7 -509,8 -572,7	857,4 857,4 1401,8	43,7 -54,1 -65,6	67,7 -83,9 -101,7	375,5	-206,6	300,8 -800,3 -881	1232,9 1232,9 1777,3
Нормативные значения	4 5 6	382,4 -443,3 -498	745,6 745,6 1218,9	38 -47 -57	58,9 -73 -88,4	341,4	-187,8	253,5 -704,1 -774,2	1087 1087 1560,3

2.2 Определение размеров подошвы фундамента

Размеры подошвы фундамента определяю по наибольшему усилию для расчета по II группе предельных состояний (комбинация 6) по формуле:

A_f= 1,05* N_ser/ (R₀- г_m* H₁),

где

1,05 - коэффициент, учитывающий влияние момента;

R₀= 240 кН/ м² - условное расчетное давление на грунт основания;

г_m= 20 кН/ м³ - вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах;

H₁= 1,7 м - глубина заложения фундамента.

A_f= 1,05* 1560,3/ (240- 20* 1,7)= 7,95 м².

Задаюсь соотношением сторон подошвы фундамента:

a/ b= 0,8;

а= v 7,95/ 0,8= 3,15 м.

Размеры подошвы фундамента в плане рекомендуется брать кратными 300 мм, в связи с чем принимаю размеры фундамента а= 3,3 м, тогда b= 0,8* 3,3= 2,64, с условием кратности 300 мм принимаю b= 3,0м.

Фактическая площадь подошвы фундамента:

A_f= 3,3* 3,0= 9,9 м².

Принятые размеры подошвы фундамента проверяю на действие комбинаций усилий для расчета по II группе предельных состояний из следующих условий:

max P_ser< 1,2 R,

min P_ser> 0,

P_ser? R.

Комбинация усилий 4.

Эксцентриситет силы М_ser, веса фундамента и грунта на его уступах:

е₀= М_ser/ (N_ser+ г_m* H₁* a* b)= 253,5/ (1087+ 20* 1,7* 3,3* 3,0)= 0,18 м< а/6= 0,55 м.

Следовательно, сила лежит в пределах ядра сечения.

Вычислю краевые значения давления на грунт:

max P_ser= (N_ser+ G_ser)/ А* (1+ 6* е₀/ а),

max P_ser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1+ 6* 0,18/ 3,3)= 190,8 кН/ м²< 1,2 R= 288 кН/ м².

min P_ser= (N_ser+ G_ser)/ А* (1- 6* е₀/ а),

min P_ser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1- 6* 0,18/ 3,3)= 96,7 кН/ м²> 0.

P_ser= (max P_ser+ min P_ser)/ 2,

P_ser= (190,8+ 96,7)/ 2= 143,75 кН/ м²< R= 240 кН/ м².

Комбинация усилий 5.

Эксцентриситет силы М_ser, веса фундамента и грунта на его уступах:

е₀= М_ser/ (N_ser+ г_m* H₁* a* b)= 704,1/ (1087+ 20* 1,7* 3,0 * 3,3)= 0,49 м< а/6= 0,55 м.

Следовательно, сила лежит в пределах ядра сечения.

Вычислю краевые значения давления на грунт:

max P_ser= (N_ser+ G_ser)/ А* (1+ 6* е₀/ а),

max P_ser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1+ 6* 0,49/ 3,3)= 271,9 кН/ м²< 1,2 R= 288 кН/ м².

min P_ser= (N_ser+ G_ser)/ А* (1- 6* е₀/ а),

min P_ser= (1087+20* 1,7* 3,0* 3,3)/ 9,9* (1- 6* 0,49/ 3,3)= 15,68кН/ м²> 0.

P_ser= (max P_ser+ min P_ser)/ 2,

P_ser= (271,9+ 15,68)/ 2= 143,8 кН/ м²< R= 240 кН/ м².

Таким образом принятые размеры фундаментов достаточны.

2.3 Расчет прочности тела фундамента

Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В12,5; R_bt= 0,66 МПа= 6,73 кгс/ см²= 673 кН/ м², арматура из горячекатаной стали класс АII с R_s= 280 МПа.

Расчет на продавливание плитной части фундамента при стаканном сопряжении сборной колонны.

Определяю высоту плитной части фундамента из расчета на продавливание от нижнего обреза подколонника для случая монолитного его сопряжения с плитой.

Назначаю размеры подколонника:

h_cf= h_c+ 2* д+ 2* д_cf= 0,8+ 2* 0,075+ 2* 0,2= 1,35 м, где

д= 0,075 - зазор между колонной и стенкой подколонника;

д_cf= 0,2 - минимальная толщина стенки.

b_cf= b_c+ 2* д+ 2* д_cf= 0,6+ 2* 0,075+ 2* 0,2= 1,15 м.

Принимаю размеры стакана h_cf= 1,5 м и b_cf= 1,2 м.

Вычисляю наибольшее давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах на усилия комбинаций 1, 2, 3.

Комбинация №1.

max P= N₁/ A_f+ M₁/ W= 1232,9/ 9,9+ 300,8* 6/ (3,0* 3,3²)=179,8 кН/ м².

Комбинация №2.

max P= N₂/ A_f+ M₂/ W= 1232,9/ 9,9+ 800,3* 6/ (3,0* 3,3²)=271,5 кН/ м².

Комбинация №3.

max P= N₃/ A_f+ M₃/ W= 1777,3/ 9,9+ 881* 6/ (3,0* 3,3²)=341,3 кН/ м².

Для расчета принимаю максимальное краевое давление max P= 341,3 кН/ м².

С учетом защитного слоя арматуры, равного 7 см, и рекомендаций принимаю плиту фундамента h₁= 45 см; h₀= 45- 7= 38 см.

Высота подколонной части:

H_cf= H_f- h₁= 1,55- 0,45= 1,1 м.

При H_cf= 1,1 м> (h_cf- b_cf)/ 2= (1,5- 1,2)/ 2= 0,15.

Проверку крайней грани на продавливание следует производить от нижнего обреза подколонника, для чего вычисляю:

- среднее арифметическое величины периметров верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания:

U_mн= (b_cf+ h_cf)+ (b_cf+ h₀)+ (h_cf+ h₀)= (1,2+ 1,5)+ (1,2+ 0,38)+ (1,5+ 0,38)= 6,16 м;

- площадь многоугольника ABCDG, на которую действует продавливающая сила:

А₀= 0,5 *b* (a- h_cf- 2* h₀)- 0,25* (b- b_cf- 2* h₀)²= 0,5* 3,0* (3,3- 1,5- 2* 0,38)- 0,25* (3,0- 1,2- 2* 0,38)²= 0,47 м².

Расчетная продавливающая сила, действующая на рассматриваемую грань:

P= А₀* max P= 0,47* 341,3= 160,4 кН.

Прочность сечения:

N_ser= г* R_bt* U_mн* h₀= 1* 673* 6,16* 0,38= 404,1 кН> P=160,4 кН,

т.е. прочность рассматриваемой грани обеспечена.

Проверяю прочность плиты на поперечную силу:

с= 0,5* (а- h_cf- 2* h₀)= 0,5* (3,3- 1,5- 2* 0,38)= 0,52 м,

Q= max P* с= 341,3* 0,52= 177,5 кН< ц_b3* R_bt* U_mн* h₀= 0,6* 673* 6,16* 0,38= 242,4 кН,

где ц_b3= 0,6 для тяжелого бетона.

Следовательно, прочность плиты на действие поперечной силы обеспечена.

2.4 Определение сечения арматуры подошвы фундамента

Сечение арматуры, укладываемой параллельно стороне а, определяю по изгибающему моменту в сечении I - I:

М_I-I= 1/ 24* (a- h_cf)²* (P₁+ 2* max P)* b,

где P₁= N₄/ A_f+ M₄/ W* k= 1777,3/ 9,9+ 881* 6/ (3* 3,3²)* 0,45= 252,3 кН/ м²;

K= h_cf/ a= 1,5/ 3,3= 0,45;

М_I-I= 1/ 24* (3,3- 1,5)²* (252,3+ 2* 341,3)* 3,0= 378,6кН м.

А_s1= М_I-I/ (0,9* h₀* R_s)= 378,6* 10⁵/ (0,9* 38* 280* 100)= 39,5 см².

Принимаю в продольном направлении 20 стержней O14 мм с шагом 12 см и

А_s= 40,2 см²> А_s1= 39,5.

Сечение арматуры, укладываемой параллельно стороне b, определяю по изгибающему моменту в сечении II - II:

М_II-II= 1/ 8* (b- b_cf)²* P₂* a, где

P₂= N₄/ A_f= 1777,6/ 9,9= 179,6 кН/ м²;

М_II-II= 1/ 8* (3- 1,2)²* 179,6* 3,3= 240кН м.

А_sII= М_II-II/ (0,9* h₀* R_s)= 240* 10⁵/ (0,9* 38* 280* 100)= 25,06 см².

Принимаю 20 стержней O14 мм с шагом 15 см и

А_s= 30,76 см²> А_s1= 25,06 см².

3. Расчет подколонника

Отношение д_cf/ h₁= 0,275/ 0,45= 0,61< 0,75,

Следовательно, стаканная часть фундамента рассчитывается как железобетонный элемент и армируется продольной и поперечной арматурой.

Принимаю глубину стакана колонны h= 100см, что удовлетворяет условию анкеровки арматуры колонны:

h₀= 25* d+ д= 25* 3,6+ 5= 95 см

(d - диаметр продольной арматуры колонны К1) и условию заделки колонны h? h_c= 80 см.

Площадь сечения продольной арматуры определяю из расчета на внецентренное сжатие коробчатого сечения на уровне дна стакана.

Усилия на уровне дна стакана (сечение IV - IV):

М_IV= -572 кН м; N_IV= 1401,8 кН; Q_IV= -63,6 кН;

G= 375,54 кН; G* е₀₁= -206,6 кН м; е₀₁= 0,55 м.

M= M_IV+ Q_IV* h_c+ G* е₀₁= -572- 63,59* 1,0- 206,6= -842,2 кН м.

N= N_IV+ G= 1401,81+ 375,54= 1777,35 кН.

Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести сечения:

е₀= М/ N= 842,2/ 1777,35= 0,47 м = 47см;

эксцентриситет усилия относительно центра тяжести растянутой арматуры:

е= е₀+ h_cf/ 2- а+ е_а= 47+ 150/ 2- 3,5+5= 123,5 см,

где

е_а= h_cf/ 30= 150/ 30= 5 см;

а= а^/= 3,5 см;

h₀= 150- 3,5= 146,5 см.

Привожу коробчатое сечение к двутавровому.

Проверка условия:

г_b1* R_b* b* h= 1,1* 7* 120* 30= 27720 МПа* см²= 2772 кН> N= 1777,35 кН.

Следовательно, граница сжатой зоны проходит в полке.

о= N/ (г_b1* R_b* b* h₀)= 1777,3* 10/ (1,1* 7* 120* 146,5)= 0,131<о= 0,55;

Ь= N* e/ (г_b1* R_b* b* h₀²)= 1777,3* 10* 123,5/ (1,1* 7* 120* 146,5²)= 0,11;

А_s^/= А_s= (г_b1* R_b* b* h₀)/ R_s* (Ь- о* (1- о/ 2)/ (1- д)),

где д= а^// h₀= 3,5/ 146,5= 0,03;

А_s^/= А_s= (1,1* 7* 120* 146,5)/ 280* (0,11- 0,131* (1- 0,131/ 2)/ (1- 0,03))<0.

По расчету арматура не требуется и назначается конструктивно. Принимаю минимальный процент армирования м_min= 0,0005 от площади поперечного сечения стакана:

А= 2* b_cf* д₁+ b_p* (h_cf- 2* д₁)= 2* 120* 3+ 60* (150- 2* 30)= 12600 см²;

А_s^/= А_s= 0,0005* 12600= 6,3 см².

Устанавливаю с каждой стороны сечения стакана по 6O12 АIII с А_s^/= А_s= 6,79 см².

Поперечную арматуру определяю из расчета на изгибающий момент по наклонному сечению, проходящему через верхние ребра стакана и условную ось поворота колонны.

Эксцентриситет усилия:

е₀^р= е₀+ е_а= 47+ 5= 52,0 см;

h_с/ 2= 80/ 2= 40 см;

е₀^р= 52,0> h_с/ 6= 13,3 см

Следовательно, y= 0,7* е₀^р = 0,7*52,0=36,4 см.

В качестве поперечного армирования принимаю сварные сетки из арматуры класса АI с R_sw= 175 МПа. Шаг сеток 10 см по всей высоте стакана.

Площадь сечения поперечных стержней одной сетки в направлении действия изгибающего момента по формуле:

А_w= [M_IV+ Q_IV* h- N_IV* y + G* (е₀₁- y)]/ (R_sw* Уz_x),

где Уz_x= 10+ 20+ 30+ 40+ 50+60+ 70+ 80+ 90+100= 550 см;

А_w= [572* 10⁵+ 63,59* 10- 1401810* 36,4+ 375540* (55- 36,4)]/ (175* 100* 550)= 1,36 см².

Необходимое сечение одного стержня:

f_w= А_w/ 4= 1,36/ 4= 0,34 см².

Принимаю минимально допустимый диаметр стержня 8 мм с f_w= 0,503 см²; А_w= 4* 0,503= 2,012 см².

Проверяю прочность стакана на местное сжатие при осевом приложении силы N= 1777,35 кН.

Площадь смятия:

А_loc1= b_c* h_c= 50* 80= 4000 см²;

Рабочая площадь:

А_loc2= b_cf* h_cf= 120* 150= 18000 см²;

б= 1 для бетона марки ниже В25.

ц_b= (А_loc2/ А_loc1)^1/3= (18000/ 4000)^1/3= 1,65< 2,5.

R_{b loc}= б* ц_b* R_b= 1* 1,65* 7,5= 12,4 МПа.

N= 1777,35 кН< ш* R_{b loc}* А_loc1= 1* 12,4* 100* 4000= 4960 кН.

ш= 1 при равномерном распределении нагрузки, т.е. прочность бетона на местное сжатие обеспечена, косвенного армирования не требуется.

4. Расчет предварительно напряженной сегментной фермы

4.1 Исходные данные для расчета

В проекте принята типовая предварительно напряженная сегментная ферма марки ПК-01-129/78 пролетом 23,94 м и весом 9,2 т. Фермы располагаются поперек здания с шагом 12 м.

Ферма изготавливается из бетона класса В40, имеющего:

R_{bt ser}= 2,14 МПа;

R_b= 0,9* 22,4= 20,1 МПа;

R_bt= 0,9* 14,3= 12,9 МПа;

Е_b= 332000 МПа.

Прочность бетона в момент обжатия:

R_bр= 0,7* 40= 28 МПа.

Арматура (растянутая) канат:

R_s= 1080 МПа;

R_{s ser}= R_su= 1295 МПа;

Е_s= 1,8* 10⁵ МПа;

у_sp= 0,75* R_su= 0,75* 1295= 970 МПа.

Ненапрягаемая арматура класса А-Ш:

R_s= R_sс 365 МПа;

Е_s= 2* 10⁵ МПа;

4.2 Определение усилий в элементах фермы

Нормативные нагрузки.

Постоянная с учетом собственного веса фермы:

постоянная: от веса покрытия

q_1n= 2970Н/ м²= 2,97 кН/ м²;

собственный вес фермы: 9,2 т= 92 кН

q_2n= 92/ 23,94= 0,385 кН/ м²;

итого: q_n= 2,97+ 0,385= 3,36 кН/ м².

Постоянная сосредоточенная (узловая):

P_u= 3,36* 12* 3= 120,96 кН;

кратковременная (снеговая):

s₀= 1800 Н/ м²;

P_{su u}= 1800* 12* 3= 64800 Н= 64,8 кН.

Суммарная нормативная нагрузка:

P_n= 120,96+ 64,8= 185,76 кН.

Расчетные нагрузки.

Постоянная:

q= 120,96* 1,1= 133,06 кН.

Кратковременная:

P_{su u}= 64,8* 1,8= 116,64 кН.

Итого: p= q+ P_{su u}= 133,06+ 116,64= 249,7 кН.

Усилия в элементах фермы определялись графическим методом путем построения диаграммы Максвелла-Кремоны от единичных сил, приложенных в узлах фермы.

Постоянная нагрузка + длительная:

133,06+ 35= 168,06 кН;

полная 168,06+ 81,64= 249,7 кН;

30% от 116,64= 35 кН;

70% от 116,64= 81,64 кН.

Таблица 5

Элемент	Обозначение стержня	От единичного загружения	От постоянной и длительной нагрузок	Полное загружение
Верхний пояс	2-а 3-б 4-в 5-д 6-е 7-з 8-и 9-к	-7,1 -8 -7,7 -9 -9 -7,7 -8 -7,1	-1193,2 -1344,5 -1294,1 -1512,5 -1512,5 -1294,1 -1344,5 -1193,2	-1772,87 -1997,6 -1922,69 -2247,3 -2247,3 -1922,69 -1997,6 -1772,87
Нижний пояс	1-а 1-г 1-ж 1-к	8,1 8,3 8,3 8,1	1361,3 1394,9 1394,9 1361,3	2022,6 2072,5 2072,5 2022,6
Стойки	б-в д-е з-и	1,4 2,3 1,4	235,3 386,5 235,3	349,6 574,3 349,6
Раскосы	а-б в-г г-д е-ж ж-з и-к	+1,3 -1,4 -0,3 -0,3 -1,4 +1,3	218,5 -235,3 -50,4 -50,4 -235,3 218,5	324,6 -349,6 -74,9 -74,9 -349,6 324,6

4.3 Расчет нижнего пояса

Расчет по первой группе предельных состояний (по прочности).

Наибольшее расчетное усилие в нижнем поясе N= 2072,5 кН

N= 2072,5* г_n= 2072,5* 0,95= 1968,9,

где г_n= 0,95 - коэффициент надежности.

Площадь сечения напрягаемой арматуры:

A_sp= N/ (R_s* г_sb)= 1968900/ (108000* 1,15)= 15,8 см².

Площадь сечения одной пряди O15 К-7:

S= 1,415 см².

Число прядей:

A_sp/ S= 15,8/ 1,415= 11,2.

Принимаю 12 O15 К-7 с фактической площадью поперечного сечения A_sp= 12* 1,415= 16,98 см².

Расчет по второй группе предельных состояний (по трещиностойкости).

Расчетное усилие N= 1968,9 кН

N_nⁿ= 1968,9/ 1,2= 1640,75кН.

Таблица 6

Вид расчета и формула	Данные расчета
1	2
Расчетное усилие гf> 1 То же гf= 1	1968,9 кН 1640,75кН
Приведенное сечение Ared= A+ б* Asp б= Еs/ Еb	30* 36+ 1,8* 105/ (0,3* 105)* 16,98= 1181,9 см2
Принятые характеристики: Контролируемое напряжение Прочность бетона при обжатии Коэффициент точности натяжения при расчете потерь То же по образованию трещин	уsp= 0,75* Rsu= 0,75* 1295= 970 МПа 0,7*40=28 МПа 1,0 0,9
Расчет по образованию трещин
Первые потери Релаксация напряжений при механическом способе натяжения арматуры у1= (0,22* уsp/ Rs ser- 0,1)* уsp	(0,22* 970/ 12,95- 0,1)* 970= 73,2 МПа
От температурного перепада Дt= 65 ° у2= 1,25* Дt	1,25* 65= 81,2 Мпа
От деформации анкеров у3= Еs* Дl/ l Дl= 2 мм	1,8* 105*2/ 23940= 15Мпа
Усилие обжатия бетона с учетом потерь у1, у2, у3 P1= гsp* Asp* (уsp- у1- у2- у3)* 10-1	1* 16,95* (970- 73,2- 81,2- 15,0)* 10-1= 1357 кН
Напряжение обжатия бетона от усилия P1 уbp= P1/ Ared	1357*10/ 1181,9= 11,5Мпа
Отношение уbp/ Rbр б= 0,25+ 0,025* Rbр	11,5/ 28= 0,41< б= 0,8 б= 0,25+ 0,025* 28= 0,95>0,8
От деформации бетона вследствие быстро натекающей ползучести у6= 0,85* 40* уbp/ Rbр	0,85* 40* 11,5/ 28= 13,96Мпа
Итого: первые потери уlos 1= у1+ у2+ у3+ у6	73,2+ 81,2+ 15,5+ 13,96= 183,9МПа
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь у01= уsp- уlos 1	970- 183,9= 786,1Мпа
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь P01= у01* Asp* 10-1	786,1* 16,98* 10-1= 1334,8кН
Напряжения в бетоне от действия P01 уbp= P01/ Ared	1334,8* 10/ 1181,9= 11,3Мпа
Вторые потери Усадка бетона у8 Ползучесть бетона уbp/ Rbр? 0,75 у9= 150* 0,85* уbp/ Rbр	40 МПа 150* 0,85* 11,9/ 28= 54,2 МПа
Итого: вторые потери уlos 2	40+ 54,2= 94,2 МПа
Полные потери предварительного напряжения уlos= уlos 1+ уlos 2	183,9+ 94,2= 278,1 МПа> 100 МПа
Напряжение в арматуре за вычетом потерь у02= уsp- уlos	970- 278,1= 691,9МПа
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения Дгsp= 0,5* Р/ уsp* (1+ 1/ vn) гsp=1- Дгsp гsp=1+ Дгsp	0,5* 48,5/ 970* (1+ 1/ 12)= 0,027< 0,1 принято: Дгsp= 0,1 гsp= 0,9 гsp= 1,1
Полное усилие обжатия бетона P02= гsp* у02* Asp* 0,1- (у6+ у8+ у9)* As* 0,1 As= 2,26 (8O6 АI - огибающие стержни)	0,9* 691,9* 16,98* 0,1- (13,96+ 40+ 54,2)* 2,26* 0,1= 1033кН
Усилие, воспринимаемое сечением, нормальным к продольной оси: Ncrc= гi* [Rbt ser* (A+ 2* б* As)+ P02]	0,85* [2,1* (30* 36+ 2* 6,46* 2,26)* 0,...

Подобные документы

• Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

  Компоновка сборного железобетонного каркаса здания с установлением геометрических параметров. Определение нагрузок на раму и ее статический расчет. Конструирование фундамента под колонну. Расчет предварительно напряженной безраскосной фермы пролетом 18 м.
  
  курсовая работа [375,9 K], добавлен 13.12.2009
  

• Проектирование одноэтажного промышленного здания

  Расчет и конструирование железобетонной колонны, промежуточной распорки, сечений элементов фермы, растянутого раскоса, стоек, фундамента под среднюю колонну. Проектирование стропильной сегментной фермы, определение нагрузок и усилий в элементах фермы.
  
  курсовая работа [841,9 K], добавлен 05.06.2012
  

• Проектирование поперечной рамы каркаса промышленного здания с мостовыми кранами

  Компоновка поперечной рамы. Расчет внецентренно-сжатой колонны, узла сопряжения верхней и нижней частей колонны. Подбор сечения сжатых стержней фермы. Сбор нагрузок на ферму. Расчет анкерных болтов. Расчетные сочетания усилий. Статический расчёт рамы.
  
  курсовая работа [1,2 M], добавлен 14.11.2016
  

• Стальной каркас одноэтажного производственного здания

  Проект несущих конструкций одноэтажного промышленного здания. Компоновка поперечной рамы каркаса здания, определение нагрузок от мостовых кранов. Статический расчет поперечной рамы, подкрановой балки. Расчет и конструирование колонны и стропильной фермы.
  
  курсовая работа [1018,6 K], добавлен 16.09.2017
  

• Проект каркаса здания

  Конструктивное решения здания. Расчет поперечной рамы каркаса. Определение нагрузок и усилий в сечениях арматуры. Расчет колонн и фундамента. Расчет предварительно напряженной балки покрытия. Определение прочности по нормальным и наклонным сечениям.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 16.01.2016
  

• Стальной каркас одноэтажного производственного здания

  Определение компоновочных размеров поперечной рамы стального каркаса здания. Расчёт стропильной фермы, составление схемы фермы с нагрузками. Определение расчётных усилий в стержнях фермы. Расчёт и конструирование колонны. Подбор сечения анкерных болтов.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 15.04.2019
  

• Стальные конструкции одноэтажного промышленного здания

  Особенности проектирования стальных конструкций одноэтажного промышленного здания. Расчет подкрановой балки, нагрузок на фермы из тавров и уголков, поперечной рамы, одноступенчатой колонны. Подбор сечения и размеров колонны, фермы, подкрановой балки.
  
  курсовая работа [1,5 M], добавлен 27.02.2015
  

• Расчет и конструирование железобетонных элементов одноэтажного промышленного здания

  Подбор конструкций поперечной рамы: фахверковой колонны, плит покрытия, стеновых панелей, подкрановых балок, сегментной фермы. Компоновка поперечной рамы. Определение нагрузок на раму здания. Конструирование колонн. Материалы для изготовления фермы.
  
  курсовая работа [571,4 K], добавлен 07.11.2012
  

• Стальной каркас одноэтажного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Расчет поперечной рамы. Вертикальная и горизонтальная крановые нагрузки. Статический расчет поперечной рамы. Расчет и конструирование стропильной фермы. Определение расчетных усилий в стержнях фермы.
  
  курсовая работа [3,5 M], добавлен 24.04.2012
  

• Расчет конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами

  Выбор несущих конструкций каркаса промышленного здания, компоновка поперечной рамы. Статический расчет рамы, колонны, ребристой плиты покрытия. Определение расчетных величин усилий от нагрузки мостового крана. Комбинация нагрузок для надкрановой части.
  
  курсовая работа [2,4 M], добавлен 04.10.2015
  

• Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Нагрузки и статический расчёт элементов каркаса. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия, ригеля перекрытия, колонны. Основные размеры фундамента, подбор арматуры подошвы.
  
  курсовая работа [2,0 M], добавлен 11.12.2010
  

• Расчёт и конструирование сборных и монолитных железобетонных конструкций каркаса одноэтажного производственного здания

  Статический расчет рамы, ее компоновка. Сбор нагрузок на раму. Расчет, конструирование колонны по оси Б. Проектирование фундамента под колонну по оси Б. Сведения о материале, расчет арматуры фундамента. Расчет подколонника, конструирование фундамента.
  
  курсовая работа [443,9 K], добавлен 21.10.2008
  

• Расчет и конструирование несущих конструкций одноэтажного промышленного здания

  Проект конструкторского расчета несущих конструкций одноэтажного промышленного здания: компоновка конструктивной схемы каркаса здания, расчет поперечной рамы каркаса, расчет сжатой колонны рамы, расчет решетчатого ригеля рамы. Параметры нагрузки усилий.
  
  курсовая работа [305,8 K], добавлен 01.12.2010
  

• Проектирование промышленного здания

  Объемно-планировочное и конструктивное решение промышленного здания. Несущие конструкции здания. Расчет и конструирование плиты. Усилия в элементах поперечной рамы каркаса. Армирование колонны и фундамента. Определение напряжений под подошвой фундамента.
  
  курсовая работа [1,8 M], добавлен 06.08.2013
  

• Расчет каркаса одноэтажного промышленного здания

  Компоновка поперечной рамы каркаса. Определение вертикальных размеров рамы. Определение нагрузок, действующих на поперечную раму. Значение снеговой, крановой, ветровой нагрузок. Расчет жесткости элементов рамы, стропильной фермы. Комбинации нагружений.
  
  курсовая работа [3,4 M], добавлен 15.01.2012
  

• Стальной каркас одноэтажного производственного здания

  Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. Правила расчета схемы поперечной рамы. Определение общих усилий в стержнях фермы. Расчет ступенчатой колонны производственного здания. Расчет и конструирование подкрановой балки, подбор сечения балки.
  
  курсовая работа [565,7 K], добавлен 13.04.2015
  

• Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

  Характеристика компоновки конструктивной схемы производственного здания. Определение вертикальных размеров стоек рамы. Расчеты стропильной фермы, подкрановой балки, поперечной рамы каркаса, колонны. Вычисление геометрических характеристик сечения.
  
  курсовая работа [2,4 M], добавлен 29.12.2010
  

• Проектирование конструкций одноэтажного каркасного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы одноэтажного каркасного промышленного здания из сборного железобетона. Сбор нагрузок на раму здания. Расчет поперечной рамы. Расчет и конструирование колонны. Расчет монолитного внецентренно нагруженного фундамента.
  
  курсовая работа [895,6 K], добавлен 23.11.2016
  

• Проектирование основных несущих конструкций одноэтажного промышленного здания каркасного типа из сборного железобетона

  Расчеты поперечной рамы, стоек, решетчатой двускатной балки. Подбор армирования колонн, плиты покрытия. Расчет потерь предварительного напряжения и поперечной арматуры преднапряженного элемента. Определение размеров подошвы и ступеней фундамента.
  
  курсовая работа [4,3 M], добавлен 16.06.2016
  

• Железобетонный каркас одноэтажного промышленного здания

  Компоновка конструктивной схемы одноэтажного промышленного здания. Сбор нагрузок на поперечную раму; определение усилий в колоннах; расчёт прочности надкрановой и подкрановой частей колонны. Определение усилий в элементах стропильной фермы и фундамента.
  
  курсовая работа [4,3 M], добавлен 04.04.2012
  

• главная
• рубрики
• по алфавиту
• вернуться в начало страницы
• вернуться к началу текста
• вернуться к подобным работам