Курсовая работа: Поперечник одноэтажного железобетонного промышленного здания

Курсовая работа: Поперечник одноэтажного железобетонного промышленного здания

Министерство Образования и Науки Украины

Харьковская Национальная Академия Городского Хозяйства

Пояснительная записка

по предмету: “Железобетонные конструкции”

к курсовому проекту на тему: “Поперечник одноэтажного железобетонного промышленного здания”

2011

Задание

Расчетная схема

1. Компоновка поперечной рамы

Выбор типа колонн и их привязка:

hниза = (9600 - 800 - 120-20) + 150 = 8810 мм

hверх = 12000 -9600 +1400 + 800 = 3340 мм

hкол= hниза + hверх = 8810 + 3340 = 12150 мм

Конструкция колонны:

1.1 Расчёт нагрузок

От покрытия:

- постоянная:

σ1 = γf1 ·  + γf2 · (gстяжки + gпар + gкровли) ·  = 1,1 ·  + 1,3 · (0,02 · 20 + 0,04 · 3 + 0,04) ·  = 225,4 кН

- полезная (снег):

S1 = γf · S0 · B ·  = 1,04 · 1,04 · 6 ·  = 70 кН

- Эксцентриситеты сил σ1 и S1:

е1 = 380/2 – 175 = 15 мм = 0,015 м

Изгибающие моменты:

М1 = σ1 · e1 = 225,4 · 0,015 ≈ 3,4 кН·м

Мснег1 = S1 · е1 = 70 · 0,015 = 1,7 кН·м

- Эксцентриситеты сил σ1 и S1 для подкрановой части:

e1 = 300 - 205 = 95 мм = 0,095 м

Изгибающие моменты:

М2 = σ1 · е2 = -225,4 · 0,095 = - 21,4 кН·м

Мснег2 = S1 · e2 = -70 · 0,095 = -6,7 кН·м

- Собственный вес колонны:

- Надкрановая часть:

σ2 = 1 · 1 · (0,38 · 0,4 · 3,34) · 25 = 14 кН

- Подкрановая часть:

σ3 = 1,1·(0,6·0,4·8,81)·25 = 58 кН

Эксцентриситет силы σ2 относительно подкрановой части:

е3 = 600/2 – 380/2 = 110 мм = 0,11 м

М3 = - σ2 · е3 = - 14 · 0,11 = - 1,5 кН·м

- Вес подкрановой балки и рельса:

е4 = 750 – 300 = 450 мм = 0,45 м

σ4 = 1,1·(42 + 1,05·0,527·6 = 49,5 кН

Изгибающие моменты:

M4 = σ4 · е4 = 49,5 · 0,45 = 22,3 кН·м

- Крановые нагрузки:

Dmax = γf · Fn · Σyi = 1,1·175·( 1 + 0,638+0,267)=1,1*175*1,905 = 367 кН

Dmin = Dmax · , где Fnmin = 33 кН

Dmin =367 ·  = 69 кН

- Изгибающие моменты от давления крана:

Мmax = Dmax · e4 = 367 · 0,45= 165 кН·м

Мmin =- Dmin · e5 = -69 · 0,75 = -52 кН·м

- Горизонтальная сила торможения тележки крана:

Tmax = ± γf · · Σyi = ± 1,1 · · 1,905 = ± 10,5 кН

- Ветровая нагрузка:

Давление ветра: W = γf · W0 · к · С · В

- на высоте 5 м:

W1 = 1,035 · 0,48 · 0,4 · 0,8 · 0,9· 6 = 0,86кН/м (W1’ = 0,86 ·  = 0,65 кН/м)

- на высоте 12,0 м:

W2 = 1,035 · 0,48 · 0,8· 0,9 · 0,64 · 6 = 1,37 кН/м (W2’ = 1,37 ·  = 1,03 кН/м)

- на высоте 14,4 м:

W3 = 1,035 · 0,48 · 0,71 · 0,9· 0,8 · 6 = 1,52 кН/м (W3’ = 1,5 ·  = 1,14 кН/м)

W =  =  = 3,5 кН

W’ =  =  = 2,6 кН

- Изгибающий момент в заделке от распределённой ветровой нагрузки на крайней колонне по оси А:

M = 0,86 · 12 · ( + 0,15) + [ · (12 – 5)] · [ · (12 – 5) + 5,15] = 81 кН·м

- Эквивалентная равномерно-распределённая нагрузка будет равна:

M =  → qW =  =  = 1,1 кН/м

- На правой колонне (по оси В): qW’ = 1,1 ·  = 0,83 кН/м

Нагрузки действующие на колонну по оси А:

2. Расчёт поперечной рамы

2.1 Геометрические характеристики колонны

I1 =  =  = 1,8 · 105 см4; I3 = I2 =7,2 · 105 см4

I2 =  = 7,2 · 105 см4; I4 = = 17,1 · 105 см4

- Коэффициенты:

α = а / L = 3,34 / 12,15 = 0,275

к = α3 · ; к1 = 0

Для крайней колонны:

ккр = 0,2753 ·  = 0,06; к1 = 0

Для средней колонны:

ккр = 0,2753 ·  = 0,03; к1 = 0

2.2 Реакции колонн и рамы в целом на смещение Δ=1

Бетон – В20 (Eb = 2700 кН/см2); RΔ =

RАΔ = RгΔ =  = 3,4 кН

RБΔ = RВΔ =  = 8,3 кН

r11 = RАΔ + RБΔ + RВΔ + RГΔ = 23,4+2*8,3 = 23,4 кН

2.3 Определение усилий в колонне от постоянных нагрузок

От постоянных нагрузок рама не смещается (т.к. нагрузки симметричны)

R =  +  =   = 0,48-0,06 = 0,41 кН

Определение усилий в стойке от собственного веса.

М1 = 3,4 кН·м; М2 = -21,4 кН·м; М3 = -1,5 кН·м; М4 = 22,3 кН·м

а) Изгибающие моменты:

М1-1 = 3,4 кН·м

М2-2 = 3,4 – 0,4 · 3,34 = 2,03 кН·м

М3-3 = 2,03-21,4-1,5+22,3 = -0,6 кН·м

М4-4 = 3,4 -21,4-1,5+22,3– 0,41 · 12,15 = -2,2 кН·м

б) Продольные силы:

N1-1 = G1 = 225,4 кН

N2-2 = G1 + G2 = 225,4+ 14 = 239,4 кН

N3-3 = G1 + G2 + G4= 239,4 + 49,5 = 288,9 кН

N4-4 = N3-3 + G3 = 288,9 + 58 = 346,9 кН

в) Поперечная сила:

Q4-4 = R = 0,41 кН

Определение усилий в стойке от снеговой нагрузки.

R =  +  =  +  = = -0,6 кН

а) Изгибающие моменты:

М1-1 = 1,1 кН·м

М2-2 = 1,1 + 0,6 · 3,34 = 3,1 кН·м

М3-3 = 3,1-6,7 = -3,4 кН·м

М4-4 = 1,1 -6,7 + 0,6 · 12,15 = 1,69 кН·м

б) Продольные силы:

N1-1 = N2-2 = N3-3 = N4-4 = S1 = 70 кН

в) Поперечная сила:

Q4-4 = R = -0,6 кН

Определение усилий в стойке от давления кранов.

Рама смещается под действием внешних сил. Если бы смещения не происходило, то возникли бы следующие реакции:

RA =  =  = 17,8кН

RБ =  =  = - 5,8 кН

Так как количество пролетов равняется трем, то смещение верха колонны не учитываем.

Рассмотрим нагружение на крайнюю колонну по оси А силой Дмах,а на среднюю колонну по оси Б силой Дmin.Такое нагружение несимметричное.

Усилия в колонне:

а) Изгибающие моменты:

М1-1 = 0

М2-2 = - 17,8 · 3,34 = - 59,5 кН·м

М3-3 = - 59,5 + 165 = 105,5 кН·м

М4-4 = - 17,8 · 12,15 + 165 = -51,3 кН·м

б) Продольные силы:

N1-1 = N2-2 = 0

N3-3 = N4-4 = Dmax = 165 кН

в) Поперечная сила:

Q4-4 = R = 17,8 кН

Загрузим крайнюю колонну по оси А силой Дmin,а среднюю колонну по оси Б силой Дмах.

МА = Dmin · eкр = 69 · 0,45= 31,1 кН·м

МБ =- Dmax · eкр = -367 · 0,75 = -275,3 кН·м

RA =  =  = 3.4кН

RБ =  =  = - 30.5 кН

а) Изгибающие моменты:

М1-1 = 0

М2-2 = - 3.4 · 3,34 = - 11.4 кН·м

М3-3 = - 11.4 + 31.1 = 19.7 кН·м

М4-4 = - 3.4 · 12,15 + 31.1 = -10.2 кН·м

б) Продольные силы:

N1-1 = N2-2 = 0

N3-3 = N4-4 = Dmax = 69 кН

в) Поперечная сила:

Q4-4 = R = 3.4 кН

Определение усилий в стойке от торможения тележек кранов

Если бы рама не смещалась от действия внешних сил, то реакция стойки была бы следующей:

R =  =  = 7,2 кН

Усилия в стойке:

а) Изгибающие моменты:

М1-1 = 0

М2-2 = 7.2 · 3,34 – 10.5 · 1,0 = 13.6 кН·м

М3-3 = М2-2 = 13.6 кН·м

М4-4 = 7.2·12,15-10.5·(12.15-2.4)= -14.9кН·м

б) Продольные силы:

N1-1 = N2-2 = N3-3 = N4-4 = 0

в) Поперечная сила:

Q4-4 = ± (7.2– 10.5) = ± 3.3 кН

Определение усилий в стойке от ветра.

Ветровое нагружение

- нагружение от действия ветра по направлению слева направо

Значения нагрузок waкт=1.1кН/м,wпасс=0.83кН/м,W=3.5кН.

Реактивное усилие в верхнем узле от действия активного ветра на колонну по оси А:

Реактивное усилие от действия пассивного ветра по оси Г:

Rip=ВА+ВГ+W=4.8+3.6+3.5=11.9кН

Δ1=-

ВупрА =

ВупрГ=

-строим эпюры М,N и Q от нагружения ветром слева направо

М1-1=0 М2-2= М3-3 =

М4-4=

При нагружении колонны по оси В реакцией ВпрВ=0.63кН и равномерно распределенной нагрузкой wпасс=0.83кН/м.

М1-1=0 М2-2= М3-3 =

М4-4=

Ось А: Q1-1=-1.83кН Q2-2=Q3-3=1.1∙3.34-1.83=1.84кН

Q4-4=1.1∙12.15-1.83=11.55кН

Ось Г: Q1-1=-0.63кН Q2-2=Q3-3=0.83∙3.34-0.63=2.14кН

Q4-4=0.83∙12.15-0.63=9.46кН

нагружение ветром справа налево

Значения усилий будут такие:

Ось А: М1-1=0 М2-2= М3-3 =-2.5 кН∙м

М4-4=-53.6кН∙м

Q1-1=0.63 кН Q2-2=Q3-3=-2.14кН Q4-4=-9.46кН

N1-1=N2-2=N3-3=N4-4=0

Ось Г: М1-1=0 М2-2= М3-3 =-0.02кН∙м

М4-4=-59.0кН∙м

Q1-1=1.83кН Q2-2=Q3-3=-1.84кН

Q4-4=-11.55кН

3. Расчёт внецентренносжатой колонны

Бетон В25, Арматура класса А400с, армирование – симметричное.

3.1 Надкрановая часть

- Комбинация усилий:

M = -71.07 кН·м; Me = 2.03+(-59.5-13.6)/2=-34.57 кН·м; N = 239.4 кН

- Расчётная длина: L0 = 2 · Ннадкр = 2 · 3,34 = 6.68 м

- Эксцентриситет: e0 = M / N = 71.07 / 239.4 = 0,3 м = 30 см

- Определяю коэффициент влияния длительного действия нагрузки:

φL = 1 + β · , где β принимается равной 1 (для тяжёлого бетона)

φL = 1 + 1 ·  = 1.49

- Определение коэффициента δ:

δ1 = е0 / h = 30 / 38 = 0,789

δ2 = 0,5 – 0,01 ·  - 0,01 · Rb= 0,5 – 0,01 ·  - 0,01 · 14,5 = 0,178

Принимаю: δ = δmax = 0,789

- ν = ES / Eb = 20000 / 3000 = 6,67

Ncr =  · ,

где μ – коэффициент армирования (предварительно принимается = 0,005)

Ncr =  ·  = 1673 кН

- Коэффициент влияния прогиба при продольном изгибе:

η =  =  = 1,17 (должен находится в пределах 1 ÷1,4)

- Расчётная величина эксцентриситета: η · e0 = 1,17 · 30 = 35 см

- Определение случая внецентренного сжатия для симметричного армирования

x=N/Rb·b=239.4/1,45·40=4.1 см; ξy·h0 =0,594·34=20.2 см, что > х=4.1 см

(если х > 20.2 – случай больших эксцентриситетов

x < 20.2 – случай малых эксцентриситетов)

Т.к. используется симметричное армирование, вследствие чего х < 20.2 → мы имеем дело со случаем малых эксцентриситетов )

- е = η · е0 +  - а = 1,17 · 30 +  - 4 = 50 см

- AS = AS’ = =  = 3.4 см2

Армирование принимаем конструктивно: 6Ø16А400с(AS=12,06см2)

Хомуты и шпильки: Ø5Вр-I Примем Sw=40 см.

3.2 Подкрановая часть

- Комбинация усилий:

M = 118,5 кН·м

Me = -0,6+(105,5+13,6)/2=58,95 кН·м

N = 453,9 кН

- Расчётная длина: L0 = 1,5 · Нподкр = 1,5 · 8,81 = 13,215 м

- Эксцентриситет: e0 = M / N = 118,5 / 453,9 = 0,26 м = 26 см

- Определяю коэффициент влияния длительного действия нагрузки:

φL = 1 + β · , где β принимается равной 1 (для тяжёлого бетона)

φL = 1 + 1 ·  = 1,5

- Определение коэффициента δ:

δ1 = е0 / h = 26 / 60 = 0,433

δ2 = 0,5 – 0,01 ·  - 0,01 · Rb= 0,5 – 0,01 ·  - 0,01 · 14,5 = 0,13

Принимаю: δ = δmax = 0,433

- ν = ES / Eb = 20000 / 3000 = 6,67

Ncr =  · ,

где μ – коэффициент армирования (предварительно принимается = 0,005)

Ncr =  ·  = 2212 кН

- Коэффициент влияния прогиба при продольном изгибе:

η =  =  = 1,26 (должен находится в пределах 1 ÷1,4)

- Расчётная величина эксцентриситета: η · e0 = 1,26 · 26 = 32,7 см

- Определение случая внецентренного сжатия для симметричного армирования

 x=N/Rb·b=453,9/1,45·40=7,8 см; ξy·h0 =0,594·56=33,3 см, что > х=7,8 см

(если х > 33,3 – случай больших эксцентриситетов

 x < 33,3 – случай малых эксцентриситетов)

Т.к. используется симметричное армирование, вследствие чего х < 33,3 → мы имеем дело со случаем малых эксцентриситетов )

- е = η · е0 +  - а = 1,26 · 26 +  - 4 = 58,7 см

- AS = AS’ =  =  = 1,54

Армирование принимается конструктивно исходя из:

(AS + AS’)min = 0,004 · b · h = 0,004 · 40 · 60 = 9,6 см2

6Ø16А400с(AS=12,06см2)

Хомуты и шпильки: Ø5Вр-I Примем Sw=35 см.

4. Расчёт внецентренно нагруженного фундамента

М=-101,02кН∙м

N=495,4кН

Q=10,9кН

N6=38,6кН – вес фундаментной балки и стенового ограждения.

Переводим все нагрузки в нормативные:

На уровне подошвы фундамента:

4.1 Определение размеров подошвы фундамента

R0 – расчетное сопротивление грунта (из задания R0=0,15МПа=150кН/м2)

Определяем ширину фундамента:

Принимаю: b=2,1м; а=2,7м.

Определяем момент сопротивления:

Проверка давления под подошвой фундамента

R=150кН/м2 – расчетное сопротивление грунта

Аф=5,67м2; Wф=2,55м3; Nser=465,9кН; Мser=-91,76кН∙м; d=1,95

Рсредн =  =  = 121,2 кПа < R0 = 150 кПа

4.2 Расчет фундамента на продавливание

Проекция площади среза на продавливание:

Апрод=0,15*2,1+=1,057м2=10570см2

Прочность на скалывание:

Rbt Апрод=0.0910570=952 kH

Продавливающая сила:

F= Pmax0,152.1=157,20.152.1=49,5кН<952кН

Прочности на продавливание достаточно!

4.3 Принятие формы и размеров фундамента

4.4 Расчёт арматуры подошвы фундамента в направлении А

а) Давление на грунт в расчётных сечениях:

P1 =  + Pmin =