Одноповерхова промислова будівля

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Курсовий проект

Одноповерхова промислова будівля



Вихідні дані

Кількість прольотів - 1

Крок колон - 12 м.

Величина прольоту - 24 м.

Позначка головки крайньої рейки -9,65 м

Довжина цеху - 84 м.

Вантажопідйомність крану - 16 т.

Режим роботи - легкий;

Цех опалюється;

Опір ґрунту - 0,17

Глибина залягання підошви фундаменту - 1,95 м.

Район будівництва:

Сніговий район - І

Вітровий район - І

Запроектувати колону крайнього ряду, фундамент та підкранова балка довжиною 12 м



1. Вибір конструкцій

У відповідності до бланку завдання, одноповерхова промислова будівля виконується із збірного залізобетону з поперечними несучими рамами. У відповідності із завданням вибираємо типові залізобетонні конструкції:

Фундаменти

Фундаменти під збірні колони приймаються ступінчаті з підвищеною стаканною частиною. Відмітка верху підколонника приймається на 150 мм нижче умовної нульової відмітки рівня підлоги цеху для забезпечення можливості закінчення робіт нульового циклу до монтажу колон. Визначення розмірів фундаменту виконуємо після статичного розрахунку рами.

Колони

Приймаємо двогілкові колони.

Таблиця 1

	Висота приміщення	Відмітка рейки	Відмітка верху консолі	Розміри	Маса, т
				hв	d	c	b
Крайня	12,6	9,65	8,1	600	250	1300	500	11,7



Табл. 2. Ферми покриття

Проліт, м	Крок, м	Висота, мм	Ширина поясів, мм	Маса, т	Розрахункове навантаження з врахуванням снігу, кн./м2.
		в коньку	на опорі
24	12	3300	900	280	14,2	4,5 - 5,5

Ухил покрівлі для прольоту 24 м. приймаємо 5%.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 3. Ферма покриття

Плити покриття

Розмір - 3Ч12 м

Висота повздовжнього ребра - 450 мм.

Маса - 6,2 т.

Розрахункове навантаження - 1,5 - 5,9 кН/м²

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 4. Плита покриття



Табл. 3. Стінові панелі

Приміщення опалюється	Розмір, м	Товщина, мм	Маса, т
	1,2Ч12	300	5,6
	1,8Ч12		8,5
	2,4х12		11,5

Табл. 4. Фундаментні балки

Крок колон	Форма перерізу	Довжина, м	Розміри
			висота	ширина верху	ширина низу	Маса, т
12	трапецїєвидна	10,7	400	300	250	2,9

Мостові крани

Вантажопідйомність - 16т

Проліт - 22,5 м.

В = 6300 мм.

К = 4400 мм.

Режим роботи легкий

Навантаження вертикальне - 222 кН

Навантаження горизонтальне - 5,3 кН

Технічні умови - ТУ24-9-404-75.

2. Розрахунок попередньо напруженого елемента

Підкранова балка довжиною 12 м

Конструктивне рішення. Основні геометричні розміри.

Номінальний проліт балки, крок колон уздовж цеху 1=12,0 м, конструктивна довжина балки 11,95 м; розрахунковий проліт 1₀= 11,95 - (0,2/2) - 2 = = 11,75 м (0,2 м - ширина опорної закладної деталі балки).

Приймаємо поперечний переріз підкранової балки двотаврової несиметричної форми:

висота балки h=l_0/8 =11,75/8?1,40 м,

товщина верхньої полиці h'_f/=h/8 =1,40/8=0,18 м

ширина - b'_f = 10/8= 11,75/18?0,650 м.

Виготовлення балок передбачається з бетону класу В40 із пропарюванням. Напружена арматура виконується зі спіральних семидротових канатів класу К-7, а ненапруена робоча - класу А400C. Спосіб натягу арматури - механічний на упори. За умовами експлуатації балка повинна бути другої категорії тріщиностійкості.

Визначення навантажень.

Постійне навантаження-власна вага балки та підкранового шляху

Тимчасове навантаження на підкранову балку від мостових кранів - вертикальне від коліс крана й горизонтальні інерційні зусилля, що розвиваються при гальмуванні візки з вантажем на мосту крана (поперечне гальмування).

Для заданого крана вантажопідйомністю 16 т використаємо наступні характеристики: ширина крана В = 6300 мм, база крана К = 4400 мм, навантаження від колеса на рейку подкранотого шляхи Р_max = 185 кН, власна вага візка G_т = 52 кН, крана G = 305 кН.

Тимчасове вертикальне навантаження від колеса крана на рейку

Р_max = Р ⁿ_max г _f =185 1,2=222кН.

Тимчасове горизонтальне навантаження (поперечне гальмування)

T₌[(Q + G_т)/40]г_f = [(160+ 52)/40] 1,2= 6,36 кН;



T^н= (160+ 52)/40= 5,3 кН.

Табл. 5. Визначення зусиль

Елементи		Характеристичне навантаження	Коеф. надійності		Розрахункове навантаження
Підкранова балка (0,141,4+(0,65-0,14) 0,2+ +(0,34-0,14) 0,345) 25		9,2	1,1		10,1
Підкрановий рейка та елементи кріплення		1,5	1,1		1,65
		qn=10,7			q=11,75

Максимальний момент від вертикального навантаження М=722 кн м [1]

Максимальний момент від власної ваг М=q• l^2/8=10,7• 11,95²/8=191 кН• м

M=722+191=913 кн м

М_т=(722/315)•5,3=12,15

Попередній підбор поздовжньої арматури

Припускаємо, що х = h_f'= 200 мм,

h_f=h-h_f /2=1400-300/2=1250 мм

A_p=

Приймаємо 8Ш15К7, A_р = 1133 мм².

Площа перерізу напружує арматури, що, у верхній полиці

A_p'= 0,15Ар = 0,15 1133=170 мм².

Приймаємо 2 Ш 15К.7 (Ар'=283 мм²)



Геометричні характеристики поперечного переріза балки

Обчислення геометричних характеристик поперечного переріза в середині прольоту балкинаведене в табл. 6

Елемент перерізу	Аі, см2	ai, см	St = Ai ai. см3	Ii = Si ai. см4	Ici, см4
Звиси верхньої полиці	51 18 = 918	131	120 258	15 753 798	51*183/ 12= 24786
Вути верхньої полки Стінка	51 4/2=102 140-14=1960	120,67 70	12 308 137 200	1 485 247 9 604 000	91 14 * 1403 12= 3 201 333
Розширення нижньої полиці	600	15	9000	135 000	20 * З03/12= 45 000
Вуты нижньої полиці	90	33	2970	98 000	2*10*93/36=400
Арматури нижнього поясу Арматури верхнього поясу	19,82-5,53 = 09,6 2,83 - 5,53= 15,6	14 131	1534 2044	21 476 267 764	-

=3271610

A_red=3795 S_red=285314 =27365285



Ордината центра ваги перерізу

y=Sred/Аred= 314/3795 = 75,2 см.

Момент інерції перерізу щодо осі, що проходить через центр ваги,

I_red=+-y/²A_red=27 365 285 + 3 271 610-75,2²-3795 = 91 76010² см⁴.

Моменти опору наведеного перерізу в припущенні пружної роботи:

W_red^н = ;

Моменти опору наведеного перерізу з урахуванням пластичних властивостей розтягнутого бетону:

=г=1,5 12210³=183 10³ см³;

=г=1,5 141,610³=212,4 10³ см³;

Відстані від центра ваги перерізу до ядрових точок

=ц/ A_red =0,8 12210³/3795=25,7 см;

= ц/ A_red =0,8 141,610³/3795=29,8 см;

Попереднє напруження арматури і його втрати

Приймаємо початкове попереднє напруження арматури у_р = 1240 Мпа.



+

-

де: =0,05 =0,05*1240=62 МПа

Перші втрати:

?l=1,25+0,15d=1,25+0,15• 15=3,5 мм

l=12+2• 1=14 м

у₄=0

у₅=0

Визначаємо попередне напруження у_PI і зусилля P_0I з урахуванням втрат у_1…… у₅

у_p=у_p-у₁-у₂-у₃=1240-1362-81-45=977.8 Мпа

P_0I= у_p(A_p+ A_p')=977,8 (1133+283)=1385• 10³ H

y_p=y-a_p=752-130=622 мм

y_p'=h-y-a_p'=1400-752-90=558 мм

Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури S_p



арматури S_p':

Втрати від повзучості

Таким чином перші втрати

у_п1=у₁+ у₂+ у₃+ у₆=136,2+81+45+6,8=269 МПа

у_п1'=у₁+ у₂+ у₃+ у₆'=132,2+81+45+1,8=264 МПа

Відповідно з цим

у_р1=у_р+ у_п1=1240-269=971 МПа

у' _р1=у' _р+ у `_п1=1240-264=976 МПа

P₀₁= у_pIA_p+у `_p A_p'=971• 1133+976• 283=1376 к

Другі втрати:

у₈ = 40 Мпа;

у₉ = 150цу_bр/R_Ьp = 150 * 0,85 * 5,98/30 = 25,4 МПа

у' ₉ = 150цу'_bр/R_Ьp = 150 * 0,85 * 1,56/30= 6,6 МПа;

у_п2 = у_s + у₉ = 40 + 25,4 = 65,4 МПа;

у'_п2 = у'₈+ у'₉ = 40 + 6,6 = 46,6 МПа.

Сумарні втрати

у_п = у_п1 + у_п2 = 269 + 65,4 = 334,4 МПа;

у `_п = у'_п1 + у'_п2 = 264 + 46,6 = 310,6 МПа.

Таким чином

у_р2 = у₀ + у_п = 1240+ 334,4 = 905,6 МПа;

у `_р2 = у'₀ + у'_п = 1240 + 310,6 = 929,4 МПа

P₀₂= у_p2A_p+ у'_p2A_p'=905,6• 1133+929,4• 283=1289 кН

Розрахунок нормальних перерізів до поздовжньої осі елемента

Перевірка міцності в стадії виготовлення

Розглядаємо нормальний переріз у місці установки монтажної петлі (1_Х = 1,5 м). У цьому перерізі верхня зона розтягнута, нижня - стисла:

A_р=283 мм²

A_p'=1133 мм²

h₀=1400-90=1310 мм

b_f'=340 мм

h_f'=345 мм

ар'=130 мм

ар=90 мм

Зусилля обтиснення при натягу арматур на упори:



Тому що N=870 < R_b• b_f'• hf'-RsAp=1,1• 17• 340• 345-1100• 283=1882 кН; висота стислої зони

Перевіряємо міцність перерізу

Міцність перерізу забезпечена

Розрахунок по утворенню тріщин у стадії виготовлення

М_g = 15,5 кН • м;

Р₀₁ = г_ру_р1Ар ` = 1,1• 9761• 1133 = 1210 • 10³ Н;

Розрахунок додаткової арматури торця балки.

A_sw=kР₀1/R_s = 0,3 * 1385 * 10³/375= 1108мм².

Хомути приймаємо із двома галузями зі стрижнів класу А400C діаметром 10 мм.

Необхідне число хомутів п_ш= 1108/(2 * 78,5) = 7 шт.

Крок хомутів - 50 мм.

Розташовують їх на довжині l_w=6 50 = 300 мм>0,6• l_Р =0,6 * 872 = 523 мм.

Перевірка міцності при дії вертикальних навантажень

A_р=1133 мм²

A_p'=283 мм²

h₀=1400-130=1270 мм

b_f'=650 мм

b=140 мм

h_f'=200 мм

ар=130 мм

R_s=1100 МПа

у_с=400-г_р• у_р2=400-1,1• 929,4=-622 МПа

R_sA_p =1100• 1133=1246 кН < R_b• b_f'• h_f'-у_сA_p'=1,1• 22,5• 650• 200+622• 283=3041 кН

Нейтральна вісь проходить у полці

о₀=0,85-0,008• 1,1 •22,5 = 0,652

у_о=R_s+400-г_р• у_р2=1100+400-0,9• 905,6=685 МПа

R_bb_f` h₀² о (1 - о/2) + уcA'p (h0 - a'p) =1,1 •22,5 • 650 •1260² •0,07 (1 - 0,07/2)- 622 283 (1260 - 90) = 1519 кН м > M = 913 кН м.



Міцність нормального перерізу забезпечена.

Перевірка міцності при дії горизонтальних навантажень

При спрощеному розрахунку припускаємо, що згинальний момент від горизонтальних навантажень сприймається верхньою полицею балки. У розрахунку враховуємо тільки площа перерізу арматури

Ар = Ар' = 283/2 = 141 мм².

Висота стислої зони

о = x/h₀ = 54,5/(650 - 70) = 0,09 < о_R

о < 2a'_p/h₀ = 2 • 70/580 = 0,241

R_b Ар(h₀ - a_p')=1100• 144 (580-70)=79,1 кН• м>М_т=15,36 кН• м

Розрахунок по утворенню тріщин

Розрахунок нормального перерізу по утворенню тріщин робимо по формулі

М_сrс=R_bt,serW_Pl+yp₀₂(e_0p+r_в) =2• 183 • 10⁶+1• 1376• 10³(385 + 257) = 1249 кНм> M_ser= 913 кН• м

Розрахунок по розкриттю тріщин не потрібен.

Розрахунки перерізів, похилих до поздовжньої осі елемента. Розрахунок по міцності.

Q = г_сг_fУР^н_maxy + g (l_0/2 - l_x) = 0,85 • 1,2 •185 • (4,05 + 9,15+10,35)/11,75 + 11,75 (11,75/2-1,40) = 430,8 кН.



Елемент розраховується по похилим перерізам, тому що

Q = 430,8 кН> ц_b4 R_btb h₀=0,6• 1,1• 1,4• 140• 120=163 кН

На приопорній ділянці приймаємо хомути із двох гілок діаметром 10 мм із арматурної сталі класу А400С с кроком s=200 мм.

Зусилля сприймане хомутами

q_w=R_swA_w/S=290• 78,5• 2/200=228 Н/мм

Довжина проекції небезпечної похилої тріщини

Міцність перерізу забезпечена

3. Розрахунок по деформаціях

Розрахунок робимо на дію постійних, тривалих і короткочасних навантажень при коефіцієнті надійності по навантаженню г_f=1: M_ser= 913 кН• м (при дії двох зближених кранів); M_{l ser}= 856 кН• м (при дії одного крана з v_f= 0,6);

M_Sh scr = 913 - 856= 57 кн-м.

Обчислюємо кривизну в перетині (при дії зазначених навантажень) без тріщин у розтягнутій зоні



Повне значення кривизни

1/r_tol= 1/r_sht + 1/r _{l t} -1/r_ср - 1/r_csc= (0,22+6,75-1,94-0,94) * 10^-7=4,09 * 10^~7 1/мм.

Прогин визначаємо по наближеній формулі:

f=s (1/r_tol) l₀²= (1/10)• 4,09• 10^-7• 11750²=5,65

Відносний прогин f/l=5,65/11 750= 1/2075< 1/600

4. Навантаження, що діють на раму

Таблиця 7. Маса обраних залізобетонних конструкцій

№	Вид конструкції		Маса, т		Примітка
1 2 3 4 5	Плити покриття 3х12 м Крокв'яна ферма 24 м. крок 12 м. Підкранова балка Стінова панель З.Б. колона по вісі А З.Б. колона по вісі В		6,2 14,2 11,75 5,6-11,5 11,7 11,7

Таблиця 8. Навантаження на 1 м² покриття

Вид навантаження		Характеристичне, кН/м2	Коеф. надійності	Розрахункове, кН/м2
Постійне три шари руберойду із шаром гравію асфальтова стяжка 20 мм. г = 18 кН/м3 утеплювач з пінобетону 100 мм. г = 5 кН/м3 обмазана пароізоляція		0,25 0,36 0,50 0,05	1,3 1,3 1,2 1,3	0,33 0,47 0,60 0,07
Всього:				1,47
вага плити розміром 3Ч12 м. (2,7 т.) з бетоном заповнювачем		1,9	1,1	2,09
Всього постійна:				3,56
Тимчасове снігове навантаження для І снігового району		0,8	1,4	1,12

5. Навантаження на крайню колону

Постійні навантаження:

1. Вага покрівлі, плит покриття, несучих конструкцій, конструкцій ліхтаря.

G₁ = 0,5·(g·l·a + G_ліхт.·г_f + G_ф·г_f+ G_пф·г_f) =0,5·(3,56·24·12+142·1,1)=590,74 кН,

де: g - розрахункове навантаження від маси 1 м² покриття;

l - проліт цеха;

a - повздовжній крок стропильних конструкцій;

G_ліхт. - маса ліхтаря з врахуванням бортових елементів та скління;

G_ф - маса стропильних конструкцій;

г_f - коефіцієнт надійності за навантаженням.

Ексцентриситет прикладення сили G₁ по відношенню до центру ваги оголовка колони е₁.

е₁ =+0,1 м.

2. Вага верхньої частини колони, прикладена на рівні верха кранової консолі.

G₂ = h·b·H_B.·г·г_f = 0,5·0,6·4,5_.·25·1,1 = 37,13 кН,

де:

h, b - поперечний переріз верхньої частини колони;

H_B - висота оголовка колони;

г_f - коефіцієнт надійності за навантаженням.

Навантаження прикладене по осі оголовка, тому ексцентриситет дорівнює нулю.

3. Навантаження від верхніх стінових панелей

G₃ = УG_ПАН.·г_f = 2*115·1,2 = 276 кН;,

де:

G_ПАН - сумарна маса панелей, розміщених над верхнім заскленням;

Ексцентриситет прикладення сили G₃ по відношенню до центру ваги оголовка колони е₃.

е₃ = -0,5·(h_пан + h_в) = -0,5·(0,3 + 0,6) = -0,45 м.

з3 = h_в / H = 0,6/12,6 = 0,047;

4. Вага підкранової балки з конструкцією шляху.

G₄ = (G_Б.+ 1,5·l)·г_f = (117,5 + 1,5·12)·1,1 =149 кН,



де:

G_Б - маса підкранової балки;

1,5 - маса підкранового шляху в кН/м;

l - проліт підкранової балки;

Ексцентриситет прикладення навантаження G₄ по відношенню до центру ваги поперечного перерізу підкранової частини колони е₄.

е4= +0,3 м.

5. Навантаження від ваги стінових панелей та оскління

G₅ = УG_ПАН.·г_f + 0,4·a·h· г_f= 115·2·1,2 + 0,4·3,6·12·1,1 = 295 кН_,

де:

г_f - для стінових панелей з легкого бетону 1,2; для засклення -1,1;

а·h - площа засклення, яка припадає на одну колону;

0,4 кН/м² - вага 1 м² засклення.

Ексцентриситет прикладення навантаження G₅ по відношенню до центру ваги поперечного перерізу підкранової частини колони е₅.

е₅ = -0,5·(h_пан + h_н) = -0,5·(0,3 + 1,3) = -0,8 м.

з5= 0,47;

6. Навантаження від маси нижньої частини колони.

G₆ = G_СТ.·г_f - G₂ = 117·1,1 - 37,13 =91,57 кН;

Навантаження прикладене по вісі колони, тому ексцентриситет дорівнює нулю.

Відстань між ц.т. перерізу верху та низу колони.

е7= -0,35 м.

Тимчасові навантаження:

1. Снігове навантаження на колону.

V_S = 0,5·l·a·S·г_f=0,5·24·12·1,12=161,28_,

де:

s - навантаження на 1 м² горизонтальної проекції поверхні покриття;

l, a - відповідно проліт та крок стропильної конструкції;

г_f - приймаємо 1,4.

Ексцентриситет прикладання навантаження: е₁ = 0,1 м.

2. Навантаження від кранів.

Розрахунковий вертикальний максимальний тиск одного колеса крану

V_v = V_nv· г_f ·k_dyn=185·1·1,2=222 кН_,

де:

V_nv - максимальний нормативний тиск колеса крану;

г_f - приймаємо 1,1;

k_dyn - коефіцієнт динамічності, приймаємо 1,0;

Розрахункова горизонтальна поперечна дія коліс крану:

V_h = 6,36 кН;

Для бази крану В з відстанню між колесами К навантаження на стійку визначається по лініям впливу двох опорних реакцій, завантажених двома кранами, з врахуванням коефіцієнта сполучення k_c = 0,85.

=



3. Вітрове навантаження в залежності від району будівництва визначається з ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження і впливи» та в залежності від типу місцевості.

Рис. 7. Розрахункова схема визначення вітрового навантаження

,

Де:

=1,04

- характеристичне значення вітрового тиску, =0,4 кН/м²; (1 район)



= 1, = 1, = 1, = 1 .

С_h⁵=1,4 С_h¹⁰=1,8 С_h^12.6=1,84 С_h^16.8=1,9

C_e3=0.54

Розрахункові величини вітрового тиску:

Напор

На відмітці 5.0 м = 1,04• 0,4• 0,8• 1,4=0,47 кН/м²;

На відмітці 10.0 м = 1,04• 0,4• 0,8• 1,8=0,6 кН/м²;

На відмітці 12,6 м = 1,04• 0,4• 0,8• 1,84=0,61 кН/м²;

На відмітці 16,8 м = 1,04• 0,4• 0,8• 1,9=0,63 кН/м².

Отсос

На відмітці 5.0 м = 1,04•0,4•0,54•1,4=0,31 кН/м²;

На відмітці 10.0 м = 1,04•0,4•0,54•1,8=0,4 кН/м²;

На відмітці 12,6 м = 1,04•0,4•0,54•1,84=0,41 кН/м²;

На відмітці 16,8 м = 1,04•0,4•0,54•1,9=0,43 кН/м².

Вітрові навантаження по высоті колони

Розрахункова равномірно розподіленне вітрове навантаження



Вітрове зосереджене навантаження зверху стійки

Геометричні характеристики колони рам

- момент інерції верху колони:

- момент інерції підкранової частини:

- момент інерції гілки підкранової частини:

Таблиця 9. Інформація для розрахунку крайньої стійки

№ п/п	Ознака	Позначення	Один. виміру
1	Признак стійки: двогілкові 1	Р	-	1
2	Кількість панелей підкранової частини стійки	M	шт	4
3	Повна висота стійки	H	м	12,6
4	Висота надкранової частини	Hb	м	4,5
5	Момент інерції надкранової частини	Ib	дм4	90
6	Момент інерції підкранової частини	In	дм4	689,06
7	Момент інерції гілки підкранової частини	I	дм4	6,5
8	Кількість середніх стійок	N	Шт.	0
9	Постійна покрівля	G1	кН	590.74
10	Ексцентриситет	e1	м	+0,1
11	Маса оголовка стійки	G2	кН	37,13
12	Ексцентриситет	e2	м	0
13	Верхнє спирання стінових панелей	G3	кН	276
14	Ексцентриситет	e3	м	-0,45
15	Відносний рівень по висоті		-	0,047
16	Маса підкранової балки	G4	кН	149
17	Ексцентриситет	e4	м	+0,3
18	Нижнє спирання стінових панелей	G5	кН	295
19	Ексцентриситет	e5	м	-0,8
20	Відносний рівень по висоті		-	0,47
21	Маса підкранової частини стійки	G6	кН	91,57
22	Ексцентриситет	e6	м	0
23	Відстань між центрами ваги перерізів верху та низу стійки	e7	м	-0,35
24	Маса снігу	Vs	кН	161,28
25	Вертикальна кранова	Vkpv	кН	556,67
26	Поперечне гальмування крану	Vkph	кН	15,95
27	Вітрова активна рівномірно розподілена		кН/м	6,29
28	Вітрова пасивна		кН/м	4,18
29	Вітрова зосереджена зверху стійки	W	кН	31,25

Таблиця 10. Розрахункові сполучення зусиль для крайніх стійок

Сполучення	Переріз 2-2	Переріз 3-3	Переріз 4-4
	M21	N2	M34	N3	M43	N4	Q4
Постійна снігова	№нагр	1,2 (1)	1,2 (1)	1,2 (1)
	Nmax	5,8	1065,2	322,3	1214,2	12,7	1600,7	12,2
Постійна тимчасова	№нагр	1,2,5 (0,9)	1,3,4,5 (0,9)	1,5 (1)
	Mmax	108,8	145,4	-81	1553,9	725	1439,4	105,2
	№нагр	1,3,4,6 (0,9)	1,2,6 (0,9)	1,2,3,4,6 (0,9)
	Mmin	-182	903,9	-435,7	1198,1	-450	2085,6	-59,9

6. Розрахунок двогілкової колони крайнього ряду

Вихідні данні для розрахунку:

Висота стійки від верхнього обрізу підколонника Н = 12,6 м;

Висота надкранової частини Н_в = 4,5 м;

Висота підкранової частини Н_н = 8,1 м;

Відстань між розпорками s = 1,4 м;

Відстань між осями гілок с = 1,05 м;

Бетон класу В20 R_b = 11,5 МПа;

Початковий модуль пружності при пропарюванні E_b = 24·10³ МПа;

Повздовжня арматура 16 А400С R_y = 365 МПа;

Модуль пружності арматури класу А400С R_s = 20·10⁴ МПа;

Надкранова частина колони, переріз 2 - 2

В перерізі 2-2 діють три комбінації розрахункових зусиль.

Таблиця 11. Комбінації зусиль з урахуванням _n

Зусилля	Перша	Друга	Третя
M, кН·м N, кН	5,51 1011,94	103,36 138,13	172,9 858,7
Коефіцієнт b2	0,9	1,1	1,1

В тому числі довготривала частина навантаження:

M_l = 0,95·M₂₁ = 0,95·0,2= 0,19 кН·м;

N_l = 0,95·N₂₁ = 0,95·903,9 = 858,7кН;

R_b = _b2·R_b = 1,1·11,5 = 12,65 кН;

Розрахункова довжина надкранової частини в площині поперечної рами при розрізних підкранових балках без врахування навантаження від крану:

l₀ = 2,5·H_в = 2,5·4,5 = 11,25 м;

Радіус інерції перерізу:

Гнучкість колони:

= l₀ / і = 1125 /17,32 = 64,95;

Так як > 14, враховується вплив прогину колони на величину ексцентриситету.

Ексцентриситет поздовжньої сили: e₀ = M/N = 17290/858,7 = 20,1 см;

Ексцентриситет повинен бути не менше

e₀ = H/600 = 1260 /600 = 2,1 см;

e₀ = h/30 = 60/30 = 2 см;

Приймаємо розрахунковий ексцентриситет e₀ = 20,1 см;

Момент всіх сил відносно центра ваги розтягнутої арматури, вісь 1-1

М₁ = М+N·(h₀ - a')/2 = 17290 + 858,7·(57-3)/2 = 40475кН·см;

Момент постійно діючих сил відносно тієї ж вісі:

M_1l = M_l + N_l·(h₀ - a')/2 = 95 + 858,7·(57-3)/2 = 23232,4 кН•см

Коефіцієнт який враховує тривалість дії навантаження для важких бетонів:

= 1+M_1l/M₁ = 1+23232,4 /40475 = 1,57

Відносний ексцентриситет: _e = e₀/h = 20,1/60 = 0,33;

Його граничне мінімальне значення:

_e,min =0,5-0,01·l₀/h - 0,01R_b· = 0,5-0,01·1125 /60 - 0,01·12,65 = 0,19;

Приймаємо _e = 0,33;

Попередньо приймаємо загальний коефіцієнт армування = 0,006. Визначаємо момент інерції арматури відносно цента ваги перерізу:

I_S = ·A·(h/2-a)² = 0,006·50·60·(60/2 -3)² = 13122см⁴;

Відношення = E_S/E_b = 8,3;

Момент інерції бетонного перерізу відносно власного центра ваги:

I = b·h³/12 = 50·60³/12 = 90· 10⁴см⁴;

Критична поздовжня сила:

Коефіцієнт який враховує вплив прогину на ексцентриситет:

Повний ексцентриситет:

е = e· + h/2 - a = 20,1·1,29+ 60/2 - 3 = 52,73 см;

Характеристика стиснутої зони бетону:

w = 0,85 - 0,008·R_b = 0,85 - 0,008·12,65 = 0,75;

Гранична відносна висота стиснутої зони:



Відносна величина поздовжньої сили:

n = N/R_b·b·h₀ = 858,7/1,265·50·57 = 0,24 < 0,63 - випадок великих ексцентриситетів;

m = N·e/R_b·b·h₀² = 858,7·52,73/1,265·50·57² = 0,22;

= а'/h₀ = 3/57 = 0,053;

Площа симетричної арматури:

По мінімальному проценту армування для гнучкості =65, = 0,002, площа арматури:

A_S = A'_S = ·b·h₀/2 = 0,002·50·57/2 = 2,85 см²;

Приймаємо конструктивно316А400С A_S = 6,03;

Рис. 7. Поперечний розріз надкрановоі частини колони



Підкранова частина колони, переріз 4-4

В перерізі 4-4 діють три комбінації розрахункових зусиль.

Таблиця 12. Комбінації зусиль з урахуванням _n

Зусилля	Перша	Друга	Третя
M, кН·м N, кН Q, кН	12,06 1520,66 11,59	688,75 1367,43 99,94	-427,5 1981,32 -54,06
Коефіцієнт b2	0,9	1,1	1,1

Зусилля від довготривалого постійного навантаження:

M_l = 0,95·M₄₃ = 0,95·82= 77,9 кН·м;

N_l = 0,95·N₄₃ = 0,95·1439,4= 1367,43 кН·м;

R_b = _b2·R_b = 1,1·11,5 = 12,65 кН;

Розрахункова довжина підкранової частини колони без врахування кранового навантаження при розрізних підкранових балках та багатопролітних будівель:

l₀ = ш·H_Н = 1,2·8,1 = 9,72 м;

Радіус інерції перерізу:



Рис. 8. Армування гілок і розпорки двухгілковоі колони

Приведена гнучкість колони: = l₀ / і = 972/79,57 = 12,22<14;

Слід враховувати вплив прогину колони на величину ексцентриситету поздовжньої сили:

e₀ = M/N = 68874/1367,43 = 50,4 см;

Момент всіх сил відносно центра ваги розтягнутої арматури, вісь 1-1

М₁ = М+N·с/2 = 688,74+1367,43·1,05/2 = 1405,6 кН·см;

Момент довготривалих діючих сил відносно тієї ж вісі:

M_1l = M_l + N_l·с/2 = 77,9 + 1367,43·1,05/2 = 795,8кН•см



Коефіцієнт який враховує довго тривалість дії навантаження:

ц_l = 1 + M_1l/М₁ = 1 + 795,8/1405,6=1,57

Відносний ексцентриситет:

д_е = е₀/h = 50,4/130 =0,38;

Граничне значення відносного ексцентриситету:

д_e,min =0,5-0,01·l₀/h - 0,01·R_b = 0,5 - 0,01·990/130 - 0,01·12,65 = 0,45;

Приймаємо: д_е =0,45;

Момент інерції бетонного перерізу підкранової частини:

I = bdc²/2 = 50·25·105²/2 = 6,9•10⁶ см⁴;

Приведений момент інерції арматури при загальному коефіцієнті армування гілки:

=(A_S + A'_S) /b·d= 0,006; = E_S/E_b = 8,3;

I_S,red =2 •b• d•(c/2)² = 2•8,3 •0,006•50•25•(105/2)² = 343153,125см⁴;

Умовна критична сила:



Коефіцієнт який враховує вплив прогину на ексцентриситет:

Поздовжнє зусилля в гілках колони:

в лівій гілці N_bл = -5,03 кН

в правій гілці N_bп = 1372,47 кН

Згинаючий момент в гілках колони:

M_b= Q·s/4 = 99,94• 1,4/4 = 34,98кН·м

Розрахунок правої гілки на позацентровий стиск

Відносна величина поздовжньоі сили

n=N /R_b b·h₀=1372,47/1,265·50·22=0,99

Відносна гранична висота стиснутоі зони бетона при

_b2=1,1 та w = 0,85 - 0,008·R_b = 0,85 - 0,008·12,65 = 0,75;

Гранична відносна висота стиснутої зони:



Так як

маємо випадок малих ексцентриситетів.

Ексцентриситет поздовжньоі сили

e₀ = M_b/N_b,n=3498/1372,47=2,55 см

Ексцентриситет відносно центра тяжіння розтягнутоі арматури

e = e₀+0,5h-a=2,55+0,5·25-3=12,05 см

Відносний момент:

m = N·e/R_b·b·h₀² = 1372,47·12,05/1,265·50·22² = 0,54;

= а'/h₀ = 3/22 = 0,14;

Коефіцієнт

б==

Відносна висота стиснутоі зони

Площа симетричної арматури:



При гнучкості гілки =0,9s/d=0,9·140/25=5,04 і мінімальний відсоток армування, _min = 0,1%, площа арматури:

A_S = A'_S = _min ·b·h₀/2 = 0,001·50·22/2 = 0,55 см²;

Приймаємо конструктивно 316А400С A_S = 6,03 см²;

Розрахунок лівоі гілки на позацентровий стиск

Ексцентриситет поздовжньої сили: e₀ = M_в/N_в.л. = 3498/5,03 = 695,4 см;

Повний ексцентриситет:

е = e₀ + h/2 - a = 695,4+ 25/2 - 3 = 704,9 см;

Приймаємо конструктивно 316А400С A_S = 6,03 см²;

Несуча здатність підкранової частини колони в площині, перпендикулярній площі згину.

Розрахункова довжина при наявності поздовжніх пов'язей:

l₀ = 0,8·H_H = 0,8·810 = 648 см;

Радіус інерції:

;

При гнучкості = l₀ / і = 660/14,5 = 45,5 > 14 необхідно враховувати вплив прогину на міцність;

Значення випадкових ексцентриситетів:

e₀ = b/30 = 50/30 = 1,67 см;

e₀ = H_Н/600 = 810/600 = 1,35 см;

e₀ > 1 см.

Приймаємо більше значення: e₀ = 1,67 см;

Ексцентриситет рівнодіючої відносно арматури А_S:

е = e₀ + 0,5·b - а = 1,67 + 0,5·50 - 3 = 23,67 см;

Розрахункова нормальна сила при третій комбінації зусиль N = 1981,32 кН, в тому числі довготривала діюча з урахуванням _n = 0,95• N_l = 0,95·1439,4 = 1367,43 кН;

Момент сил відносно центра ваги арматури:

М₁ = N·e = 1981,32·23,67 = 46898 кН·м;

М_1l = N_l·e = 1367,43·23,67= 32367 кН·м;

Коефіцієнт: _l = 1+M_1l/M₁ = 1+32367 /46898 = 1,69;

Відносний ексцентриситет: _e= e₀/h = 1,67/50 = 0,03;

Його мінімальне значення: _e,min = 0,5-0,01·l₀/h-0.01·R_b = 0,5-0,01·648/50-0,01·12,65 = 0,24;

Приймаємо _e = 0,24;

Момент інерції бетонного перерізу: І = 2·25·50³/12 = 5,2·10⁵ см⁴;

Момент інерції арматури при загальній кількості арматури з однієї сторони гілки

4 16А400С A_S = 8,04 см²;

I_S = 2·A_S·(h/2-a)² = 2·8,04·(50/2 -3)² = 7783см⁴;

Критична поздовжня сила:



Розрахунковий ексцентриситет: е = e₀· + h/2 - a = 1,67·1,38 + 50/2 - 3 = 24,3 см;

При n = N/R_b·b·h₀ = 1981,32/1,265·50·47 = 0,66 > 0,58 - випадок малих ексцентриситетів;

m = N·e/R_b·b·h₀² = 1981,32·23,67/1,265·50·47² = 0,34;

= а'/h₀ = 3/47 = 0,064;

Коефіцієнт

б==

Відносна висота стиснутоі зони

Площа симетричної арматури:

Приймаємо конструктивно 416А400С A_S = 8,04 см²;

7. Розрахунок розпірки

Згинальний момент в розпірці:

M_P = Q·s/2 = 99,94·1,4/2 = 69,96 кН·м;

h₀ = h - a = 40 - 3 = 37 см;

Площа симетричної арматури:

;

Приймаємо 316А400С A_S = 6,03см²;

Поперечна сила: Q_Р = 2·М_Р/с = 2·69,96/1,05 = 133,26 кН;

При класі бетона В20 розраханковий опір на розтяг R_bt=0,9МПа.

Поперечна сила яка сприймається бетоном розпірки при ц_b3= 0,6:

Q_b = ц_b3·г_b2·R_b·b·h₀ = 0,6·1,1·0,09·50·37 = 109,89 кН;

Так як Q_Р> Q_b, необхіден розрахунок поперечноі арматури.

Приймаємо у розпорці двухсрізні хомути 26А240С з кроком 150 мм. Розрахунковий опір поперечноі арматури R_sw=175МПа. Поперечна сила, сприймаєма на одиницю довжини розпорки:

q_sw

Поперечна сила, сприймаєма хомутами і бетоном розпорки:

Q_wb=

Міцність похилих перерізів розпорки забезпечена.

Розрахунок колони на монтажні навантаження

Міцність колони перевіряється на навантаження під час транспортування та монтажу. Навантаження від власної ваги колони враховується з коефіцієнтом динамічності:

k_dyn = 1,6 - при транспортуванні;

k_dyn = 1,4 - при монтажі;

Рис. 9. Розрахункова схема колони на згин, на монтажні навантаження

Підйом колон при виготовленні та відвантаженні виконується за дві точки. Транспортування та складування колон відбувається в тих же точках.

Проводимо перевірку колони на монтажні навантаження. Повна довжина підкранової частини колони

l = Н_Н + 1 м. = 8,1 + 1 = 9,1 м;

Розрахункова вага колони:

- вага надкранової частини: G₁ = G₂/г_f = 37,13/1,1 = 33,75 кН;

- вага підкранової частини: G₂ = G₆/г_f = 91,57/1,1 = 83,24 кН;

Погонні навантаження з врахуванням коефіцієнта динамічності k_dyn = 1,4:

g₁ = k_dyn·G₁/H_В = 1,4·33,75/4,5 = 10,5 кН/м;

g₂ = k_dyn·G₂/H_Н = 1,4·83,24/9,1 = 12,81кН/м;

Згинальні моменти:

- в перерізі 2-2 на рівні верха підкранової консолі:

M₂ = g₁·H_В²/2 = 10,5·4,5²/2 = 106,3 кН·м;

- максимальний момент в підкрановій частині колони в перерізі при наявності одностороннього опорного моменту на відстані x = 0,425·l = 0,425·9,1 = 3,86 м;

Площа арматури в перерізі 2-2

1. Навколо граней, перпендикулярних площині колони

v = 0,972

Приймаємо 316А400С A_S = 6,03 см²;

2. Навколо граней, паралельних площині колони

v = 0,970

Приймаємо 316А400С A_S = 6,03 см²;

Площа арматури в перерізі 4-4

1. У гранях, паралельних площині колони

v = 0,972

Приймаємо 418А400С A_S = 10,18 см²;

2. У гранях, перпендикулярних площині колони

зусилля у гілках колони

N _в=М _5/c=84,37/1,05=80,35 кН

У цьому випадку підкранова частина працює як без розкісна ферма

Приймаємо 418А400С +216А400С A_S = 14,2 см²;

8. Розрахунок фундаменту з підвищеною стаканою частиною під колону середнього ряду

Вихідні данні:

Бетон класу - В15 (R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа);

Арматура класу - А400с (R_S = 365 МПа);

Опір ґрунту - R₀ = 0,17 МПа;

Розміри поперечного перерізу колони - b_c = 500 мм. h_c = 1300 мм.;

Глибина залягання підошви фундаменту - Н₁= 1,95 м.;

Вага одиниці об'єму бетону фундаменту та ґрунту на його обрізах - г_m = 20 кН/м³;

Під фундамент передбачена бетонна підготовка товщиною 10 см. з бетону В3.

Визначення зусиль які діють на основу

Рівень верху фундаменту знаходиться нижче відмітки підлоги на 0,15 м., відповідно, висота фундаменту:

H_f = H₁ - 0,15 = 1,95 - 0,15 = 1,8 м.

Таблиця 13. Визначення навантажень від ваги стінового огородження

Елемент стінового огородження	Характеристичне навантаження, кН	Коефіцієнти надійності за навантаженням	Розрахункове навантаження, кН
Фундаментна балка Стінова панель Заповнення віконних пройомів 3,6*12*0,4	29 56 17,28	1,1 1,2 1,1	31,9 67,2 19
Всього:	Gnw = 102,28		Gw = 118,1

Навантаження від ваги стінового огородження прикладена до фундаменту з ексцентриситетом по відношенню до його вісі яка співпадає з його віссю:

e_w = -0,5·(h_c+ b_w) = -0,5·(1,3 + 0,3) = -0,75 м.;

Зусилля яке діє відносно вісі симетрії фундаменту в рівні підошви:

M_inf = M + Q·H + G_w·e_w; N_inf = N + G_w;

Розрахункові зусилля M, N, Q які передаються колоною на фундамент в рівні його обрізу, приймаємо від двох розрахункових комбінацій. Нормативні значення зусиль визначають діленням розрахункових зусиль на зосереджений коефіцієнт надійності за навантаженням

г_f = 1,15.

M_n = M/г_f; N_n = N/г_f; Q_n = Q/г_f;



Обчислення зусиль M_inf, N_inf приведено у таблиці.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис.11. Схема зусиль які діють на фундамент

Таблиця 14. Зусилля на рівні підошви фундаменту

Зусилля	Комбінація зусиль	Зусилля на фундамент від колони	Зусилля на фундамент від стіни	Зусилля на рівні підошви фундаменту з врахуванням коефіцієнта надійності за навантаженням
		M, кН·м	N, кН	Q, кН	Q·Hf, кН·м	Gw, кН	Gw·ew, кН	Minf = =(M+Q·H+Gw·ew)· гn, кН·м	Ninf = (N + Gw) · гn, кН
Розрахункові	1 2	725 -450	1439,4 2085,6	105,2 -56,9	189,36 -102,42	118,1	-88,58	803,49 -608,95	1479,6 2093,5
Характеристичне	1 2	647,8 -391,3	1251,65 1813,57	91,48 -49,48	164,66 -89,06	102,28	-76,71	698,92 -529,2	1286,2 1820,1

Визначення розмірів фундаменту

Фундамент складається із підколонника та фундаментної плити.

Для двогілкової колони з розмірами поперечного перерізу 50Ч130 см приймаємо підколонник з розмірами поперечного перерізу 210Ч120 см. Розміри стакана в плані зверху 145Ч65 см, знизу 140Ч60 см. Глибина стакану 125 см.

Розмір фундаментної плити визначаємо за номограмами.

Приймаємо: ФД13-2

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 12. Розміри фундаменту

Площа підошви фундаменту: А_f = а_f ·b_f = 4,2·3,6 = 15,12 м²;

Момент опору площі підошви фундаменту:

г_m = 20 кН/м³ - зосереджене навантаження від одиниці об'єму фундаменту та грунту на його уступах. Н₁ = 1,95 м. - глибина закладання фундаменту.

Перевірку проводимо по двом найбільш невигідним комбінаціям зусиль.

- по першій комбінації:

М_n,inf = 698,92 кН·м, N_n,inf = 1286,2 кН.

P_max = 0,008 + 0,008 + 0,04 = 0,056 МПа < 1,2·R₀ = 1,2·0,195 = 0,234 МПа;

P_min = 0,008 - 0,008 + 0,04 = 0,04 МПа > 0;

- по другій комбінації: М_n,inf = 529,2 кН·м, N_n,inf = 1820,1 кН.

P_max = 0,012 + 0,0058 + 0,04 = 0,058 МПа < 1,2·R₀ = 1,2·0,195 = 0,234 МПа;

P_min = 0,0096 - 0,0048 + 0,04 = 0,046 МПа > 0;

Так як від дії зусиль обох комбінацій умова виконується, то розміри фундаменту прийняті достатні.

Визначення тиску на основу

Значення тиску на основу під підошвою фундаменту, необхідні для виконання подальших розрахунків, визначаємо за розрахунковими зусиллями (г_f >1) більш невигідною комбінацією без врахування ваги фундаменту та грунту на його уступах.



Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 13. До визначення тиску на основу

Розрахунок міцності фундаменту на продавлювання

Розрахунок проводимо по грані m-n та зводимо до перевірки наступної умови:

F ? г_b2·R_bt·b_m·h_02, де г_b2 = 1,1 - коефіцієнт умов роботи.

- розрахункова продавлюючи сила.

A_f0 = 0,5·b_f ·(a_f - a₂ - 2·h₀₂) - 0,25·(b_f - b₂ - 2·h₀₂)²,

де: a_f = 4,2 м, b_f = 3,6 м, - розміри підошви фундаменту;

a₂ = 2,1 м, b₂ = 1,8 м, - розміри підколонника в плані;

h₀₂ - робоча висота фундаментної плити в даному випадку.

h₀₂ = (h₁ + h₂) - a = (0,3 + 0,3) - 0,05 = 0,55 м.

A_f0 = 0,5·b_f ·(a_f - a₂ - 2·h₀₂) - 0,25·(b_f - b₂ - 2·h₀₂)² =

= 0,5·3,6·(4,2 - 2,1 - 2·0,55) - 0,25·(3,6 - 1,8 - 2·0,55)² = 1,68 м²;

Середню лінію бічної грані піраміди продавлювання визначаємо за формулою:

b_m = b₂ + h₀₂ = 1,8 + 0,55 = 2,35 м.

F = 242,76 < 1,1·0,075·235·55 = 1066 кН,

Міцність фундаментної плити на продавлювання забезпечена.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 14. До розрахунку міцності фундаменту на продавлювання

Розрахунок арматури підошви фундаменту

- в поздовжньому напрямі

Для визначення площі арматури в поздовжньому напрямку обчислюємо значення згинальних моментів в перерізах 1-1 та 2-2.

Згинальний момент в перерізі 1-1.



Згинальний момент в перерізі 2-2.

Необхідна площа арматури:

h₀₁ = h₁ - а = 30 - 5 = 25 см. - робоча висота нижньої ступені фундаментної плити.

h₀₂ = (h₁+ h₂) - а = (30 + 30) - 5 = 55 см.

Кількість стержнів та їх діаметр приймаємо по найбільшому значенню необхідної площі арматури. При кроці стержнів 200 мм. приймаємо 2110А400с A_S = 16,48 см²;

- в поперечному напрямку

Для визначення площі арматури в...