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

Размещено на http://www.allbest.ru/

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РФ

ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ

ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ

ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

«БРАТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»

КАФЕДРА “СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ”

Курсовой проект

Железобетонные и каменные конструкции

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

Пояснительная записка

КП-2069829-270102-277-12

Выполнил:

ст. гр. ПГС-08 И.Д.Макаров

Проверил:

ст. преподаватель М.Д. Сорока

Братск 2012

Содержание

Введение

1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

1.1 Компоновка поперечной рамы

1.2 Постоянные нагрузки

1.3 Временные нагрузки

1.4 Крановые нагрузки

1.5 Ветровая нагрузка

2. Расчёт безраскосной фермы

2.1 Расчёт элементов нижнего пояса фермы

2.2 Расчёт элементов верхнего пояса фермы

2.3 Расчёт стоек фермы

2.4 Расчет и конструирование опорного узла фермы

3. Проектирование колонны

3.1 Определение расчетных комбинаций усилий и продольного армирования

4. Конструирование продольной и поперечной арматуры и расчёт подкрановой консоли

5. Расчёт и конструирование монолитного внецентренно нагруженного фундамента под колонну

Заключение

Список использованных источников

Введение

Задачей данного курсового проекта является проектирование железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания для города Минска.

Расчёт выполняется при помощи автоматизированного проектирования. В курсовом проекте рассчитываются и проектируются такие конструкции, как безраскосная ферма, колонна, внецентренно-нагруженный фундамент под колонну. В ходе выполнения курсового проекта перед студентом поставлены такие задачи, как, например, компоновка поперечной рамы, расчёт и подбор арматуры в различных конструкциях, навыки и умение пользоваться СНиПами и другой справочной литературой.

рама армирование ферма

1. Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

1.1 Компоновка поперечной рамы

Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий.

Находим высоту подкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м (по приложению 12 [1]), а кранового пути 0,15 м с учётом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1м и высоты моста крана грузоподъёмностью 16т Нк=2,2м (по прил. 15 [1]):

Н2 0,8+0,15+0,1+2,2=3,25 м.

С учётом унификации размеров колонн серии 1.424.1(прил. 5 [1]) назначаем Н2 = 3,3 м.

Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 10,8 м и отметки обреза фундамента - 0,150м, при Н2 = 3,3м:

Н1 = 10,8-3,3+0,15=7,65м.

Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно: у = 3,3 -0,8-0,15=2,35м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчётные длины в соответствии с требованиями табл. 32[3]. Результаты приведены в таблице 1.1.

Таблица 1.1 Расчётные длины колонн

Часть колонны	При расчёте в плоскости поперечной рамы	В перпендикулярном направлении
	при учёте нагрузок от крана	без учёта нагрузок от крана
Подкрановая Н1 = 10,05м	1,5Н1 = 1,5•10,05 = =11,475м	1,2(Н1+Н2) = 1,2(10,05+3,3)= 13,14м	0,8Н1 = 0,8•10,05 = 6,12м
Надкрановая Н2 = 3,3м	2Н2 = 2•3,3 = 6,6м	2,5Н2 = 2,5•3,3 = 8,25м	1,5Н2 = 1,5•3,3 = 4,95м

В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах

(1/10…1/14)Н1 = (1/10…1/14)7,65 = 0,765…0,546м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн (прил. 5 [1]) и назначаемыми размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 2, а для колонн среднего ряда по оси Б - 8.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде безраскосной фермы ФБ-24 из легкого бетона. По приложению 6 [1] назначаем марку фермы ФБ-24I с номером типа опалубочной формы 1.

По приложению 11 [1] назначаем тип плит покрытия размером 3х6м (номер типа опалубочной формы 1, высота ребра 300мм, приведённая толщина с учётом заливки швов бетоном 65,5мм).

Толщина кровли (тип 4)согласно приложению 13 составляет 100 мм.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением 14 [1] принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200мм. Размеры остекления назначаем по прил. 14 [1] c учётом грузоподъёмности мостовых кранов.

1.2 Постоянные нагрузки

Распределённые по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа приведены в таблице 1.2.

Таблица 1.2 Постоянные нагрузки на 1 м2 покрытия

Элемент покрытия	Нормат. нагрузка кН/м2	Коэф. надёжности по нагрузке	Расчётная нагрузка, кН/м2
Кровля: Слой гравия, втопленный в битум 4-хслойный рубероидный ковёр Цементная стяжка (=25мм, =18кН/м3) Утеплитель-мин.вата(=50мм, с=3,2кН/м3) Пароизоляция (слой рубероида на битумной мастике)	0,16 0,09 0,27 0,3 0,03	1,3 1,3 1,3 1,3 1,3	0,208 0,117 0,351 0,39 0,039
Ребристые плиты покрытия размером 3х6м с учётом заливки швов (=65,5мм, с=19,9кН/м3) Ферма безраскосная (Vb = 3,7м3, пролёт 24м, шаг колонн 6м, бетон тяжёлый) 3,7•19,9/24•6 = 0,511	1,303 0,511	1,1 1,1	1,434 0,562
Итого			3,101

С учётом коэффициента надёжности по назначению здания n=1,0 (класс ответственности I) и шага колонн в продольном направлении 12 м, расчётная постоянная нагрузка на 1м ригеля рамы будет равна:

G = 3,101 •1 •6 = 18,6 кН/м

Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из ячеистого бетона марки D800 при толщине 0,3м составит: 0,3•9,9 = 2,97 кН/м2;

Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления по приложению 14 равна 0,5 кН/м2.

Расчётные нагрузки от стен и остекления оконных переплётов:

на участке между отметками 12,6 и 15м:

G1 = 2 •6 • 2,97 •1,1 •1 = 47,045 кН;

на участке между отметками 10,2и 12,6:

G2 = (1,2•6•2,97+1,8•6•0,5)•1,1•1 = 20,68кН;

на участке между отметками 0,0 и 7,8:

G3=(1,2•6•2,97+6•6•0,5)1,1•1=38,5кН.

Расчётные нагрузки от собственного веса колонн из легкого бетона с=35кН/м3:

колонна по оси А, подкрановая часть с консолью:

G41 = (0,7 •7,65+0,35 •0,45+0,5 •0,35 •0,35) •0,4 •25 •1,1 •1 =61,303кН;

надкрановая часть: G42 = 0,4 •0,38•3,25 •25 •1,1 •1 = 13,585 кН;

Итого: G4 = G41 + G42, (1.1)

G4 = 61,303 + 13,585 = 74,888 кН.

колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями:

G51 = (0,7 •7,65+2 •0,7 •0,65+0,65•0,65)0,4 •25 •1,1 •1 = 73,56кН;

надкрановая часть: G52 =13,585кН;

Итого: G5 = G51 + G52 , (1.2)

G5 = 73,56 + 13,585 = 87,14 кН.

Расчётная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по прил.12) и кранового пути (1,5кН/м) будет равна:

G6 = (35+1,5 •6)1,1 •1 = 49 кН.

1.3 Временные нагрузки

Снеговая нагрузка для расчёта поперечной рамы принимается равномерно распределённой во всех пролётах здания. Для г. Самара нормативное значение снегового покрова s0 = 1,5 кПа и соответственно полное нормативное значение снеговой нагрузки s = s0 = 1,5 •1 = 1,5 кПа.

Коэффициент надёжности для снеговой нагрузки f = 1,4. Тогда расчётная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учётом класса ответственности здания будет равна:

Рsn = 1,5 •1,4•6 •1 = 12,6кН/м.

Длительно действующая часть снеговой нагрузки согласно п. 1.7 [8] составит: Рsn,l = 0,5Psn = 0,5 •12,6 = 6,3 кН/м.

1.4 Крановые нагрузки

По приложению 15 [1] находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъёмностью Q = 16т; ширина крана Вк = 5,6м; база крана Ак = 4,4 м; нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Pmax,n = 140 кН; масса тележки Gт =3,7т; общая масса крана Gк = 18,7т.

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колёсах):

Pmin,n = 0,5(Q + Qk) - Pmax,n , (1.3)

Pmin,n = 0,5(156,96 + 18,7 •9,81) - 140 = 30,2 кН.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперёк кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:

Тn = 0,5 •0,05(Q + Qт) , (1.4)

Тn = 0,5 •0,05(156,96+3,7•9,81) = 4,83кН.

Расчётные крановые нагрузки вычисляем с учётом коэффициента надёжности по нагрузке f = 1,1 согласно п. 4.8 [8].

Определим расчётные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис. 1.1) без учёта коэффициента сочетания :

максимальное давление на колонну

Dmax = Pmax,n f Уy •гn = 140 •1,1 •1,95 •1 = 300,3 кН; (1.5)

где: Уy-сумма ординат линий влияния, Уy = 1,95;

минимальное давление на колонну:

Dmin = Pmin,nfУy •гn = 30,2 •1,1 •1,95 •1 = 64,8 кН; (1.6)

тормозная поперечная нагрузка на колонну:

Т = Тn f Уy •гn = 4,83 •1,1 •1,95 •1 = 10,36кН. (1.7)

1.5 Ветровая нагрузка

Минск расположен во I ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 6.4 [8] нормативное значение ветрового давления равно w0 = 0,23кПа.

Для заданного типа местности А с учётом коэффициента k (см. табл. 6[8]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания:

на высоте до 5м: wn1 = 0,3 •0,75 = 0,225кПа;

на высоте до 10м: wn2 = 0,3 •1 = 0,300кПа;

на высоте до 20м: wn3 = 0,3 •1,25 = 0,375кПа.

Вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и покрытия:

на отметке 10,8: wn4 = 0,3+[(0,375-0,3)/(20-10)](10,8-10) = 0,306 кПа;

на отметке 14,54: wn5 = 0,3+[(0,375-0,3)/(20-10)](14,54-10) = 0,334 кПа;

Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределённым, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 10,8м:

=0,130кПа.

Для определения ветрового давления с учётом габаритов здания находим по прил. 4 [8] аэродинамические коэффициенты се = 0,8 и сез = -0,4. Тогда с учётом коэффициента надёжности по нагрузке f = 1,4 и шага колонн 6 м получим:

расчётная равномерно распределенная нагрузка на колонну рамы

с наветренной стороны: w1 = 0,2131 •0,8 •1,4 •6 •1 = 1,7472 кН/м;

то же с подветренной стороны: w2 = 0,2131 •0,4 •1,4 •6 •1 = 0,8736 кН/м;

расчётная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12,0:

W = [(wn4+wn5)/2] •(h5-h4) •(ce-cез) •f •L •гn , (1.9)

W = [(0,248+0,267)/2] •(16,9 - 13,2) •(0,8+0,4) •1,4 •6 •1 = 4,021 кН.

Расчётная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на чертеже. При определении эксцентриситетов опорных давлений стропильных конструкций принимаем расстояние сил до разбивочных осей колонн в соответствии с их расчётными пролётами по прил. 6-10 [1].

2. Расчёт безраскосной фермы

Согласно эпюрам усилий N и M наиболее неблагоприятные сочетания усилий для расчета нормальных сечений верхнего и нижнего поясов фермы имеем в контуре с сечениями 4,5,6 и 15,16, а для расчета прочности наклонных сечений в поясах фермы опасными сечениями будут 6 и 16.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона заданного класса В35, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 50% (гb2=0,95):

Rbn=Rb,ser=29 МПа; Rb=0,9•22=19,8 МПа; Rbtn=Rbt,ser=1,26 МПа;

Rbt=0,9•1,4=1,26 МПа; Eb=21000 МПа; Rbp=25 МПа.

Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса. A-III, Rs=Rsc=365 МПа; Es=170000МПа; поперечной диаметром 5мм класса Вр-I, Rsw=260МПа; Es=170000МПа; поперечной класса A-I, Rsw=175МПа; Es=210000МПа. Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса А-V: Rsn=Rs,ser=785МПа; Rs=680МПа; Es=190000МПа. Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы уsp=1000МПа. Способ натяжения арматуры - механический на упоры. Так как уsp=825МПа > 0,32Rs,ser=251,2 МПа и уsp < 0,95Rs,ser=745,75 МПа, то требования (2) [5] удовлетворяются.

2.1 Расчёт элементов нижнего пояса фермы

Сечение 16, нормальное к продольной оси элемента (рис. 2.1),

N = 489,99 кН; M = 0,5•14,28= 7,14кН·м.

Рисунок 2.1 К расчету сечений нижнего пояса безраскосной фермы

Расчет прочности выполняем согласно п. 3.50 [5]. Вычисляем эксцентриситет продольной силы e0=M/N=7,14•106/489,99•103 = 14,6мм. Поскольку e0<(h0 -a'р)/2=(170-50)/2 = 60мм, то продольная сила приложена между равнодействующими усилий в арматуре Sp и S'p c эксцентриситетом e'=e0+h/2-a/p=14,6+220/2-50=74,6мм.

Площадь сечения симметричной арматуры определяем по формуле (143)[5], принимая з=1,15:

Asp=A'sp=Ne'/[зRs(h0-a'p)]= 489,99•103•74,6/1,15•680•(170-50)= 389,53мм2.

Принимаем Asp=A'sp=402мм2 (2Ш16 А-V), или Asp,tot=804мм2.

Определим усилия для расчета трещиностойкости нижнего пояса фермы путем деления значений усилий от расчетных нагрузок на вычисленный ЭВМ средний коэффициент надежности по нагрузке гfm=1,222. Для сечения 16 получим:

усилия от действия полной (постоянной и снеговой) нагрузки

кН;

кН·м;

то же, от длительной (постоянной) нагрузки

Согласно табл. 1, б[5] нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й категории по трещиностойкости, т.е. допускается непродолжительное раскрытие трещин до 0,3мм и продолжительное шириной до 0,2мм.

Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по формулам (11)-(13)[5] и (168)-(175)[6].

Площадь приведенного сечения

Ared=A+бAsp,tot=240•220+9,268•804 = 60251мм2,

где б=Es/Eb = 190000/20500 =9,268.

Момент инерции приведенного сечения

Ired=I+2бAspy2sp=240•2203/12+2•9,268•402•602 = 2,3978•108мм4 ,

где ysp=h/2-ap= 220/2-50 = 60мм.

Момент сопротивления приведенного сечения

Wred=Ired/y0= 2,3978•108/110 = 2,398•106мм, где y0=h/2= 220/2 = 110мм.

Упругопластический момент сопротивления сечения

Wpl=гWred= 1,75•2,18•106 = 3,815•106мм, где г = 1,75 принят по табл. 38 [6].

Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1 - 6 табл.5[3] для механического способа натяжения арматуры на упоры:

- потери от релаксации напряжений в арматуре: у1 = 67МПа;

- потери от температурного перепада: у2 = 81,25МПа;

- потери от деформации анкеров, расположенных натяжных устройств:

у3 = (Дl/l)Es = (3,65/25000) •190000 = 27,74МПа;

- потери у4 и у5 равны нулю.

уspI = уsp- у1- у2- у3 = 700-67-81,25-27,74= 524,01МПа;

PI = 421,3 кН;

Определим потери от быстронатекающей ползучести бетона, для чего вычислим напряжение в бетоне на уровне арматуры Sp и S'p:

МПа;

Соответственно, потери напряжений при Rbp = 20МПа будут равны: так как уbp / Rbp = 6,99/20 = 0,35 < б=0,8, то у6 = 0,85•40•уbp / Rbp = 0,85•40•0,3555 = 12,087МПа;

Таким образом, первые потери будут равны:

уlos1 = у1+у2+у3+у6 = 67+81,25+27,74+12,087 = 188,07МПа;

соответственно получим напряжения в напрягаемой арматуре:

уspI = уsp - уlos1 = 700-188,07= 511,93МПа;

Определим усилие обжатия с учётом первых потерь:

PI = уspI Asp =511,93•804 = 411,6кН;

МПа;

поскольку уbp / Rbp = 6,83/20 = 0,341 < 0,95, то требования табл. 7 [3] удовлетворяются.

Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по позициям 8 и 9 табл.5 [3]:

- потери от усадки бетона у8 =35МПа;

у9 = 150•0,85• уbp/Rbp = 43,47МПа;

Таким образом, вторые потери будут равны:

уlos2 = у8+у9 = 35+43,47 = 78,47МПа;

а полные потери составят:

уlos = уlos1 + уlos2 = 188,07+78,47 = 266,5МПа;

Напряжения с учётом всех потерь в арматуре Sp и S'p будут равны:

уsp2 = уsp - уlos = 700-266,5=433,5МПа;

Усилие обжатия с учётом суммарных потерь и его эксцентриситет соответственно будут равны:

P2 = уsp2•Asp.tot= 433,5•804= 348,5кН.

Проверку образования трещин выполняем по п. 4.5 [3] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин.

Поскольку N = 405,62кН < P2 = 348,5кН, то значение r вычисляем по формуле

=3,815•103 (220•240+2•9,268(402+402)) = 56,3мм.

Тогда Mrp=P2(eop2+r)= 348,5•103(0+56,3)= 19,9•106Н·мм; соответственно Mcrc=Rbt,serWpl+Mrp= 19,6+1,95· 3,815•106 =27,04•106Н·мм = 27,04кН·м.

Момент внешней продольной силы

Mr=N(e0+r)= 405,62•103(14,6+56,3)= 28,76•106Н·мм = 28,76кН·м,

Поскольку Mcrc=27,04кН·м < Mr=28,76кН·м, то трещины, нормальные к продольной оси элемента нижнего пояса фермы, образуются и требуется расчет по ширине их раскрытия.

Расчет по раскрытию трещин выполняем в соответствии с требованиями пп. 4.14 и 4.15 [3]. Так как Ntot=N -P2=405,62-348,5= 57,12кН;

е0,tot = , (2.32)



Так как е0,tot =206,9мм > 0,8h0 = 0,8·170 = 136мм, то приращение напряжений в арматуре уs определяем по формуле (148)[3]

Приращение напряжений в арматуре Sp от действия полной нагрузки:

, (2.33)

то же от действия длительной нагрузки:

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нагрузки (по формуле (144)[3]):

acrc = , (2.34)

то же от непродолжительного действия длительной нагрузки:

то же от продолжительного действия длительной нагрузки (це = 1,3):

Таким образом, ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия длительных и кратковременных нагрузок будет равна:

acrc1 = 0,199 - 0,046+ 0,068 = 0,221мм < [0,3мм];

Выполняем расчет прочности наклонного сечения нижнего пояса фермы с учетом возможного перераспределения усилий между поясами в панели с сечениями 1 - 3 и 13-14.

Определим фактическую несущую способность нижнего пояса фермы на действие поперечной силы, приняв поперечное армирование по конструктивным соображениям в виде двухветвевых хомутов из арматуры диаметром 5 мм класса Вр-I с шагом S= 200мм (Asw= 39,3мм2, Rsw= 260МПа, Es= 170000МПа).

Расчет выполняем согласно п. 3.54 [5] с учетом действия продольной растягивающей силы N= 437,67кН и усилия обжатия от напрягаемой арматуры, расположенной в наиболее растянутой зоне, P= уsp2 Asp=441,8·402= 177,6·103Н= 177,6 кН.

Определим коэффициент цn по формуле (149) [5]:

; т.к. = 1,1> 0,8, принимаем цn= -0,8.

Вычисляем значения Mb и qsw:

Mb= цb2(1+ цn)Rbt b= 1,75(1-0,8)·1,17·240·1702=2,84·106Н·мм , где цb2= 2; qsw= Asw Rsw / S= 39,3·260/200= 51,09Н/мм.

Находим Qb,min= цb3(1+ цn)Rbt bh0= 0,4(1 - 0,8)·1,17·240·170= 3,82кН.

Поскольку qsw= 51,09Н/мм > Qb,min /(2h0)= 3,82·103/2·170= 11,23Н/мм, то значение Mb не корректируем. Тогда длина проекции наклонной трещины будет равна

с0= мм < 2h0 = 2·170= 340мм,

принимаем с0 = 235,77мм.

Так как поперечная сила не меняется по длине элемента, то значение проекции наклонного сечения с может быть равной длине элемента (1339мм), но не более (цb2/цb3)h0= (1,75/0,4)170= 743,75мм. Принимаем с= 743,75мм.

Тогда

Qb=Mb /c=2,84·106/743,75= 3,82кН = Qb,min= 3,82 кН, а

Qsw= qswc0= 51,09·235,68= 12,05кН.

Таким образом, предельная несущая способность нижнего пояса фермы в наиболее опасном сечении будет равна Q = Qb + Qsw= 3,82+12,05= 15,87кН, => при расчёте верхнего пояса нужно учесть дополнительное усилие в сечении 3: Q=30,72-15,87=14,85кН.

2.2 Расчёт элементов верхнего пояса фермы

Рисунок 2.2 К расчету сечений верхнего пояса безраскосной фермы

Сечение 6, нормальное к продольной оси элемента, N= 515,81кН; M= 0,7·23,23=16,26кН·м; Nl=391,46кН; Ml=0,7·17,63=12,34кН·м, где 0,7 - коэффициент, учитывающий перераспределение изгибающих моментов в верхнем поясе ферме.

Расчетная длина в плоскости фермы, согласно табл. 33 [3], при эксцентриситете e0= M/N=0,0315м = 31,5мм > h/8 = 25мм будет равна l0= 0,8l = 0,8·3,15 = 2,52м.

Находим случайный эксцентриситет ea ? h/ 30= 6,7мм; ea=l/600 = 3130/600 = 5,2мм; ea ? 10мм; принимаем ea = 10мм.

Поскольку e0= 31,5мм > ea= 10мм, то оставляем для расчета e0= 31,5мм. Так как l0 / h= 2520/200= 12,6> 4, то расчет прочности ведем с учетом прогиба элемента.

Для этого, при l0 / h > 10, определяем:

цl= 1+в(M1l /M1)= 1+1(35,82/47,2)= 1,76 < 1+ в= 2, где в= 1(табл. 16[4]);

M1l=Nl(e0+ h/2 - a')= 391,46·103(31,5+200/2 - 40)= 35,82·106Н·мм = 35,82кН·м;

M1=N(e0+ h/2 - a')= 515,81·103(31,5+100/2-40)= 47,2·106Н·мм = 47,2кН·м.

Так как e0 /h=31,5/200=0,157 < дe,min=0,5-0,01l0 /h - 0,01Rb=0,5-0,01·12,6-0,01·17,55 = 0,198, принимаем дe= 0,198.

В первом приближении возьмем м= 0,015; б= Es / Eb= 9,268,

тогда:

Коэффициент з будет равен: з=1/(1-N/Ncr)= 1/(1-515,81/1189,6)= 1,76. Значение эксцентриситета с учетом прогиба составит:

e= e0з+(h0 - a')/ 2= 31,5·1,76+(160 - 40)/2 =115,44мм.

Необходимое симметричное армирование определяем согласно п. 3.62 [4].

Вычисляем значения:

бn= N/(Rbbh0)=515,81·103/17,55·240·160= 0,765;

бm1= Ne/(Rbb)= 515,81·103·115,44/17,55·240·1602= 0,5522;

д=a'/h0= 40/160= 0,25.

По табл. 18[4] находим: оR= 0,539; шС= 4,46; щ= 0,66.

Поскольку бn > оR , то относительную высоту сжатой зоны бетона находим по формуле:

где =;

.

Тогда требуемая площадь сечения симметричной арматуры будет равна:

окончательно принимаем армированиемм2 (2Ш16 А-II). Элемент 1-2-3, сечение наклонное к продольной оси, Q= 31,58кН; N=485,45кН.

Так как при расчете прочности по наклонным сечениям нижнего пояса фермы несущая способность оказалась меньше требуемой, то с учетом перераспределения усилий необходимо проектировать поперечную арматуру в верхнем поясе на восприятие поперечной силы

Qmax= 31,58+14,85 = 46,43кН.

Расчет выполняем согласно пп. 3.21 - 3.30[5]. Проверяем условие (92)[5]: 2,5Rbtbh0= 2,5·1,17·240·160= 112,32 кН > Qmax= 46,43кН, т.е. условие (92) выполняется.

Проверяем условие (93)[5], принимая значение с равным Mb1 /Qcrc, но не более 1750мм (пролета в свету). Для этого определим значения Mb1 и Qcrc при цn= 0,1N /(Rbtbh0)= 0,1·485,45·103/1,17·240·160= 1,08 > 0,5; принимаем цn= 0,5 и цb4= 1,5. Тогда Mb1= цb4(1+ цn)Rbt b= 1(1+0,5)·1,17·240·1602=10,78·106Н·мм = 10,78кН·м.

Статический момент части сечения, расположенной выше оси, проходящей через центр тяжести, равен S= bh2/8 = 240·2002/8 = 1,2·106мм3. Из графика [5, черт. 18] при у = N/(Rbt A)=485,45·103/1,17·240·200=8,64 находим ф= 2,45, т.е. фxy,crc= фRbt=2,45·1,17=2,86МПа. Тогда:

Qcrc=фxy,crcbI/S= 2,86·240·1,8·108/1,2·106=102,96·103Н=102,96кН, где I= bh3/12 = 240·2003/12= 1,8·108мм4.

Вычисляем

c= Mb1 / Qcrc= 10,78/102,96= 0,105м= 105мм < 2h0= 2·160= 320мм.

Поскольку Qb1= Mb1 / c= 10,78/0,105=102,6кН > Qmax= 46,43кН, то прочность наклонного сечения обеспечена без поперечной арматуры. С учетом конструктивных требований для сжатых элементов принимаем поперечную арматуру для верхнего пояса фермы диаметром 4 мм класса Вр-I (по условию свариваемости с продольной арматурой диаметром 16мм) и шагом 200мм ? 20d = 20·16=320мм.

2.3 Расчёт стоек фермы

Стойки безраскосной фермы рассчитываются на неблагоприятные сочетания усилий N и M. Определим площадь сечения продольной арматуры в сжато-изогнутой стойке 21-22,

N= 20,3кН; M=23,07кН·м.

Расчетная длина l0= 0,8l= 0,8·1,419= 1,1352м. Так как l0 / h= 1,1352/0,25= 4,54 >4, то расчет выполняем с учетом прогиба элемента согласно п. 3.54[4]. Предполагая, что м 0,025, значение Ncrc при l0 / h < 10 вычисляем по упрощенной формуле:

Ncrc= 0,15EbA/(l0/h)2= 0,15·20500·240·250/(4,54)2 = 8951кН.

Коэффициент з соответственно будет равен з= 1/(1-N/Ncrc)=1/(1- 20,3/8951)= =1,0023.

Вычисляем эксцентриситеты:

e0=M/N= 23,07/20,3= 1,136м = 1136мм;

e=e0з+(h0 - a')/2= 1136·1,0023+(215 - 35)/2= 1228мм.

Расчет площади сечения симметричной арматуры выполняем согласно п. 3.62[4]. Вычисляем значения:

бn=N/(Rbbh0)= 20,3·103/17,55·240·215= 0,0224;

бm1= Ne/(Rbb)= 20,3·103·1136/17,55·240·2152 = 0,128;

д=a'/h0= 35/215= 0,163.

Так как бn= 0,0224 < оR= 0,539, то площадь сечения продольной симметричной арматуры находим по формуле (112)[4]:

= =493,63мм2.

Принимаем As== 509мм2 (2Ш18 A-II), при этом м=(As+)/A= =(2•509)/240·250=0,0169<0,025.

Определим площадь сечения продольной арматуры в стойке 23-24,

N= 4,5кН; M=15,98кН·м.

Расчетная длина l0= 0,8l= 0,8·2,361= 1,8888м. Так как l0 / h= 1,8888/0,25= 7,5552 >4, то расчет выполняем с учетом прогиба элемента согласно п. 3.54[4]. Предполагая, что м 0,025, значение Ncrc при l0 / h < 10 вычисляем по упрощенной формуле:

Ncrc= 0,15EbA/(l0/h)2= 0,15·20500·240·250/(7,55)2 = 3236кН.

Коэффициент з соответственно будет равен з= 1/(1 -N/Ncrc)= 1/(1- 4,5/3236)= =1,0014.

Вычисляем эксцентриситеты: e0=M/N= 15,98/4,5= 3,551м = 3551мм;

e=e0з+(h0 - a')/2= 3551·1,0014+(215 - 35)/2= 1868мм.

Расчет площади сечения симметричной арматуры выполняем согласно п. 3.62[4].

Вычисляем значения:

бn=N/(Rbbh0)= 4,5·103/17,55·240·215= 0,005;

бm1= Ne/(Rbb)= 4,5·103·1868/17,55·240·2152 = 0,0432;

д=a'/h0= 35/215= 0,163.

Так как бn= 0,0224 < оR= 0,539, то площадь сечения продольной симметричной арматуры находим по формуле (112)[4]:

= =147мм2.

Принимаем As== 157мм2 (2Ш10 A-II), при этом м=(As+)/A= =(2•157)/240·250=0,0052<0,025.

Аналогично рассчитываются и конструируются остальные стойки фермы.

2.4 Расчёт опорного узла фермы

Схема узла показана на рис.2.3. Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [11]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели N = 437,67кН, а опорная реакция Q = Qmax =46,43кН.

Определим площадь поперечного сечения продольных ненапрягаемых стрежней в нижнем поясе в пределах опорного узла

Принимаем ненапрягаемую арматуру 2Ш16А-II, >312,62 мм2.

Фактическая средняя длина ненапрягаемой и напрягаемой арматуры за линией АВ составляет

где

Необходимая длина анкеровки ненапрягаемой арматуры согласно [2, п.5.13] будет равна

>20d=20•16=320мм.

Необходимая длина анкеровки напрягаемой арматуры согласно [2, п.2.29] составит

Находим расчетные усилия, воспринимаемые ненапрягаемой и напрягаемой продольной арматурой в сечении АВ:

где >1, принимаем 1.

Тогда расчетное усилие, которое должно восприниматься поперечной арматурой в сечении АВ, будет равно

Определим требуемую площадь сечения одного поперечного стержня класса А-I при двух каркасах по формуле:

Принимаем поперечные стержни в опорном узле Ш8А-I, >35мм.

Проверим принятое армирование по условию обеспечения прочности на действие изгибающего момента в наклонном сечении по линии АС.

Величина внешнего изгибающего момента в конце наклонного сечения от действия опорной реакции будет равна:

где

Высота сжатой зоны бетона составит:

Предельное усилие, воспринимаемое фактически принятым сечением поперечной арматуры

Поскольку момент внутренних усилий

больше 46,43 (момента от нагрузки), то прочность опорного узла по наклонному сечению АС обеспечена.

Рисунок 2.3 К расчету опорного узла фермы

3. Проектироване колонны

3.1 Определение расчётных комбинаций усилий и продольного армирования

Неблагоприятные комбинации расчётных усилий в сечении 6-6 для основных сочетаний нагрузок с учётом требований [8] представлены в таблице 3.1.

Таблица 3.1 Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 6-6 колонны по оси Б

Н№	Загружения и усилия	Расчетные сочетания усилий (силы - в кН; моменты - в кН·м)
				()	()
1.	Загружения	1+(10+18)	1+(6+12+14)	1+2	1+(6+12+14)
	С И У Л И Я		267,62	267,62	334,65	267,62
			17,1	-31,78	6,25	-31,78
			267,62	267,62	267,62	267,62
			3,43	3,43	3,43	3,43
			0	0	67,03	0
			13,7	-35,2	2,82	-35,2
2.	Загружения	1+[(10+18)+2]	1+[(6+12+14)++23]	1+[2+ +(6+12+14)+23]	1+[(6+12+14)+ +23]
	У С И Л И Я		327,95	267,62	982327,95	267,62
			18,28	-33,14	-30,6	-33,14
			267,62	267,62	267,62	267,62
			3,43	3,43	3,43	3,43
			0	0	0	0
			13,7	-36,57	-36,57	-36,57

Расчёт продольной арматуры выполняем согласно требованиям п. 3.1, 3.50, 3.54, 3.55 и 3.62 [4].

Расчётные характеристики бетона и арматуры.

Бетон тяжёлый класса В25, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении, Rb = 14,5Па; Rbt = 1,05МПа; Eb = 24000МПа.

Продольная рабочая арматура класса А-II, Rs = Rsc = 280МПа;Es = 210000МПа.

Размеры сечения надкрановой части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 3): b = 380мм; h = 400мм. Назначаем для продольной арматуры а = а' = 40мм, тогда h0 = h-a = 400-40 = 360мм.

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчётных усилий в сочетании N и Mmin:

N =267,62кН; M = = 33,14кНм;

Nl = 267,62кН; Ml = -3,43 кНм;

Nsh = 0кН; Msh = 36,57кНм.

Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия, то вычисляем коэффициент условий работы бетона согласно п. 3.1 [4]. Для этого находим: момент от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок непродолжительного действия) относительно оси, проходящей через наиболее растянутый (или менее сжатый стержень арматуры).

кНм;

кНм.

Тогда при = 0,9 получим:

Принимаем = 1,1 и Rb = 1,1•14,5 = 15,95 кН.

Расчётная длина подкрановой части колонны при учёте нагрузок от крана равна l0 = 6,6м. Так как l0/h = 6,6/0,4 = 16,5>4, то расчёт производим с учётом прогиба элемента, вычисляя Ncr по формуле 93 [4]. Для этого находим:

e0 = M/N = 33,14•106/ 267,62•103= 123,8мм>еа = h/30 = 40/30 = 13,3мм;

Так как e0/h = 123,8/400= 0,326>де,min = 0,5-0,01l0/h-0,01Rb = 0,167, принимаем де = e0/h = 0,326.

Поскольку изгибающие моменты от полной нагрузки и от постоянных и длительных нагрузок имеют разные знаки и e0>0,1h = 80мм, принимаем .

С учётом напряжённого состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмём для первого приближения коэффициент армирования м = 0,004, тогда при , получим:

Коэффициент будет равен:

Вычислим значение эксцентриситета с учётом прогиба элемента по формуле:

Необходимое продольное армирование определим согласно п. 3.62 [4].

По табл. 18 [4] находим:

Вычислим значения коэффициентов:

Значения AS и A'S определяем по формуле:

Поскольку по расчёту арматура не требуется, то сечение её назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [4]. AS = A'S = 0,002bh0 = 0,002•400•360 = 272мм2;

Тогда получим:

,

что незначительно отличается от предварительно принятого м = 0,004, следовательно, расчёт можно не уточнять, а окончательно принять Ssn = As = 272мм2. перерасчет не требуется.

Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (слева) с учетом, что со стороны сжатой грани (справа) должно удовлетворяться условие As '? As,fact = Asn = 272мм2 (по предыдущему расчету). В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и Mmax:

N = 267,62кН;

M = 17,1кНм;

Nl = 3267,62кН;

Ml = 3,43кНм;

Nsh = 0кН;

Msh = 13,7кНм.

Вычислим коэффициент :

Принимаем = 1,1. Находим

, (3.12)

MI = MII = 57,243кНм.

Принимая м = 0,0038 и цl = 1,25:

Вычисляем

e0 = M/N, (3.14)

e0 = 17,1*106/ 267,62*103=64мм

Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно п. 3.66 [4]. Тогда получим:

, (3.15)

Поскольку по расчету не требуется сжатая арматура, то площадь сечения растянутой арматуры находим по формулам (128) и (129) [4], оставляя минимальное сечение арматуры As '= As,fact = 528мм2 .

Находим

, (3.16)

Соответственно .

Тогда

, (3.17)

Принимаем минимальное конструктивное армирование Аsn = As = 272мм2.

Проверим принятое армирование сечения 3-3 на остальные сочетания расчетных усилий. Сочетание Nmax и ±Mmax:

N = 327,95кН;

M = -19,77кНм;

Nl = 267,62кН;

Ml = 3,43кНм;

Nsh = 0кН;

Msh = -36,57кНм.

Вычислим коэффициент :

Принимаем = 0,9. Находим

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

з = 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 Nmin и ±Mmax, при N = 267,62кН и M =-31,78кНм, поскольку в этом случае эксцентриситет:

при выполнении ранее расчете на сочетание усилий N и Mmax, 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 2ш16 А-II (Asл=Asn=402 мм2 >272 мм2). Для подкрановой части колонны примем по 2ш20 A-II (Asn = 628>608мм2) и конструктивную арматуру 2ш12 A-II (Asn = 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; Nl = 267,62кН; Nsh = 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:

еа ? h/30=330/30=5,5мм, принимаем еа = 10мм;

Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

;

Для определения Ncr вычисляем:

, принимаем .

Так как eа/h = 13,33/400= 0,033>де,min = 0,5-0,01•12,37-0,01•14,5 = 0,232, принимаем де = 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 2ш20 (As = 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; Nl =399,12 кН;

Nsh = 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 Ш = 0,85, или

Q = G6+DmaxШ = 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 2,5Rbtbh0 = 2,5•1,05•800•660 = 1386кН>Q = 305,62кН, то по расчёту не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты ш 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 2ш12 A-II (As = 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: гn = 1 - для класса ответственности здания II;

Af = ab = 2,4•2 =4,8 м2;

Wf = 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:

pmax = кПа;

pmin=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 11ш10 A-II, As = 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 pm = 144,475 кПа, соответственно получим:

По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование ш10 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; bf = b'f = 1200; hf = 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 = Nc++acbcdcггfгn =399,12+41,46+1,5•1,2•0,9•25•1,1•0,95=483кН;

M = Mc+Qcdc + = 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>еа = 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:

As =A's=0,0005•1200•1500 = 900мм2. Принимаем As = A's = 1005мм2(5ш16A-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 = Mc/Nc =583,29/ 970,05 = 0,601м.

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

M6-6 = Mc+Qcdc-Ncео =144,61+22,8•0,9-399,12•0,35 = 25,44кНм.

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

Принимаем As = 50,3мм2 (ш8 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.

4.Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). - М.: ЦИТП, 1986.

5.Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть I. - М.: ЦИТП, 1986.

6.Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть II. - М.: ЦИТП, 1986.

7.СниП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции.

8.СниП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.

9.СниП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Дополнение. Раздел 10. Прогибы и перемещения Госстрой СССР. - М.: ЦИТП, 1989.

10. СниП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений.

Размещено на Allbest.ru

...