Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

Задание

Введение

1. Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания

1.1 Эскизное проектирование

1.2 Компоновка поперечной рамы

2 Расчёт панели-оболочки КЖС

2.1 Материалы:

2.2 Нагрузки

2.3 Расчет продольной рабочей арматуры

2.4 Расчет толщины оболочки

2.5 Расчет арматуры в торце плиты

2.6 Расчет диафрагм на действие поперечной силы

2.7 Расчет анкеров

2.8 Определение потерь предварительного напрежения арматуры

2.9 Расчет панели по деформациям (прогибам)

2.10 Расчет по образованию трещин

2.11 Расчет оболочки между диафрагмами

2.12 Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмами

3. Расчёт продольной балки

4. Статический расчёт поперечной рамы

4.1 Сбор нагрузок.

4.2 Статический расчёт

5. Расчет и конструирование колонны

5.1 Расчет надкрановой части

5.2 Расчет подкрановой части колонны

6. Расчёт фундамента под сплошную прямоугольную колонну

Список использованной литературы

ЗАДАНИЕ

на курсовой проект №2 по железобетонным конструкциям

Выдано студенту курса IV

Исходные данные

Место строительства Рязань

Сетка колонн, количество пролетов 12х18

Высота пролета 13,2 м Тип кровли теплая

Длина здания 216м

Грузоподъемность кранов 15т (л)

Условное расчетное давление на грунт основания 0,45 Мпа

Тип ригеля КЖС

Марки материалов - по выбору проектировщика в соответствии с действующими нормами

Объемные массы - по справочникам

Руководитель проекта

Введение

Конструкции промышленных зданий состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий - плиты и балки перекрытий, колонны, стены и др. - должны обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания.

В курсовом проекте необходимо запроектировать основные несущие конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. В разделе железобетонные конструкции выполнить расчет и конструирование сборного железобетонного перекрытия (плиты КЖС, продольной балки, колонны и фундамента под колонну), а так же выполнить статический расчет поперечной рамы.

Группе студентов в количестве четырех человек необходимо провести учебно-исследовательскую работу, которая заключается в выведении зависимости типа ригеля на относительный расход материала покрытия.

1. Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания

1.1 Эскизное проектирование

Одноэтажное промышленное здание имеет в плане размеры 216х36 м., сетку колонн 12х18 м. высота пролета 13,2 м. Нормативное значение ветровой нагрузки v = 0,23 кН/м2, снеговая нагрузка - по III району 1 кН/м2 (г.Рязань), коэффициент надежности по назначению здания 0,95.

Разбиваем здание на 3 температурных отсека по длине (3х72 м в осях).

Вертикальные металлические связи по колоннам (из 2-х швеллеров) при шаге 12 м - портальные устанавливаются посередине каждого температурного блока в каждом ряду колонн.

Горизонтальные связи у торцевых стен в виде стальных ферм.

Покрытие принимаем из панелей-оболочек КЖС 3х18м и продольных балок двутаврового сечения пролётом 12 м.



Рисунок 1 - Панель КЖС 3х18 м и продольная балка пролётом 12 м.

Рисунок 2 - Панель стеновая.

Подкрановая балка марки БКНА12-2с двутаврового сечения весом

10,7 т, высотой 1,4 м.



Рисунок 3 - Подкрановая балка БКНА 12-2с

Характеристики подкрановых балок БКНА 12-2с

Таблица 1

Наименование	Вес, т	Объем бетона, м3	Грузоподъемность	Содержание Арматуры А-1 в м3
БКНА 12-2с	10,7	4,27	15 т	274

1.2 Компоновка поперечной рамы

Размеры колонн по высоте (рис. 4):

Высота надкрановой части колонны Нв определяется:

НвНкр+(hпб+0,15)+а2 = 2.3+(1.4+0,15)+0,15 = 4м,

где Нкр- габаритный размер крана;

hпб - высота подкрановой балки =1.4м;

0,15-высота кранового рельса с прокладками;

а2 0,15м - зазор между верхом крановой тележки и низом стропильной конструкции.

Высота подкрановой части колонны:

Нн = НпрНвhпб +а1=13,24-1+0,15= 8,2м,

где Нпр - расстояние от пола от низа ригеля;

hпб - высота продольной балки;

а1 - расстояние от пола до обреза фундамента.

Рисунок 4 - Определение размеров колонны по высоте

Выбор типа колонн.

При высоте здания более 12 м назначаем двухветвевые колонны.

Размеры поперечных сечений колонн приведены на рис. 5.

Размеры сечения надкрановой части колонн:

крайней и средней: b*h = 500*600 мм

Размеры сечения подкрановой части колонн:

крайней и средней b*h = 500*1200 мм.

Высота сечения ветви h = 250 мм, высота сечения распорки 700 мм.

Рисунок 5 - а) крайняя колонна; б) средняя колонна

Привязка подкрановых путей к разбивочными осями принимается равной 750 мм.

Привязка колонн крайних рядов к продольным разбивочным осям равна 250 мм.

Фундаментная балка марки ФБН3 (рис. 2) весом 3,2 т, высотой 0,4 м и шириной 0,3 м.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рисунок 7 - Фундаментная балка ФБН3.

2. Расчёт панели-оболочки КЖС

2.1 Материалы

Арматура диафрагмы класса А-III, расчетные сопротивления Rs,ser = 540 МПа, Rs = 490 МПа, модуль упругости Es = 180000 МПа. Оболочки армируют арматурой А-IV, для сварных каркасов и сеток А-III.

Бетон легкий класса В 30 на плотном мелком заполнителе, расчетные сопротивления: Rb = 17 МПа; Rbt = 1.2 МПа; Rbn = Rb,ser = 22 МПа; Rbtn = Rbt,ser = 1,8МПа; Eb = 29000 МПа; коэффициент учета длительности действия нагрузки b2=0,9;

Размеры панели.

Номинальные размеры панели BL = 318 м. Высота сечения посередине пролета панели h0 = L/20=18000/20 = 1000 мм; высота опорной части панели = 150 мм.

Расчетный пролет панели lo = L 300 = 18000 250 = 17750 мм.

Сечение нижнего пояса диафрагм bf = 100мм; hf =100 мм. Толщину стенки диафрагм = 40-50мм. Ширина панели bf = 2940 мм.

2.2 Нагрузки

Нагрузки на панель КЖС Таблица 2

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент, гf	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная
от слоя гравия на битумной мастике t=20мм, с=2000 кг/м3	400	1,3	520
от трёхслойного рубероидного ковра на битумной мастике	150	1,2	180
от слоя рубероида насухо	50	1,2	60
от утеплителя - несгораемых плит м/в t=100мм, r=300кг/м3	300	1,2	360
от пароизоляции - 2 слоя пергамина	100	1,2	120
от собственного веса панели	2015	1,1	2216
Итого	2075		3528
Временная (снеговая)	1000	1,4	1400
длительная (50%)	500	1,4	700
кратковременная	500	1,4	700
Всего	4075		4928
постоянная и длительная	3575		4128
кратковременная	500		700

С учетом коэффициента надежности = 0,95 нагрузку принимаем:

Нормативная нагрузка:

полная 4075*0,95 = 3871,3 Н/м2;

постоянная и длительная 3575*0,95 = 3396 Н/м2;

кратковременная 500*0,95 = 475 Н/м2;

Расчетная нагрузка:

полная 4928*0,95 = 4681,6 Н/м2;

постоянная и длительная 4128*0,95 = 3922 Н/м2;

кратковременная 700*0,95 = 665 Н/м2;

Расчетный изгибающий момент в середине пролета панели

M = ql02/8 = 14,046 *17,752/8 = 553 кН*м;

где (g+р)*b = 4,682*3 = 14,046 Н/м2;

Расчётная поперечная сила Qmax = ql0/2 = 14,046*17,75/2 = 125 кН;

Расчетные усилия от нормативных нагрузок:

от полной:

Мн = 3,871*3*17,752/8 = 457 кН*м;

Qн = 3,871*3*17,75/2 = 103 кН;

от постоянной и длительной нагрузки:

Мнld = 3,396*3*17,752/8 = 401 кН*м;

Qнld = 3,396*3*17,75/2 = 90,4 кН;

от кратковременных нагрузок:

Мнсd = 0,475*3*17,752/8 = 56 кН*м;

Qнсd = 0,475*3*17,75/2 = 12,6 кН.

2.3 Расчет продольной рабочей арматуры

Требуемая площадь сечения рабочей предварительно напряженной арматуры класса А-IV в нижнем поясе диафрагм:

As = M0/(z0Rs) = 533/0.935*510*100 = 11,1 cм2;

где z0 = h-a-hf/2 = 1000-50-30/2 = 935 мм;

По сортаменту принимаем 4 20 А-IV с As = 12,56 cм2.

2.4 Расчет толщины оболочки

Требуемая толщина средней части свода оболочки из условия прочности определяется по формуле:

hf,4 -5 = M0/(z0bfb0b2Rb) = 533000/(0,935*294*0,75*0,9*17*100) = 1,69 см < < hf = 3см,

назначаемой по конструктивным соображениям. Принимаем 3 см.

Минимальная толщина оболочки в приопорной части панели:

hf,3-4 = M0/(z0b2Rb(х+4а1)) = 533000/(0,935*0,9*17*100*(200+4*9) = 1,58 < < 3 см.

Для проверки устойчивости оболочки необходимо подсчитать геометрические характеристики сечения в середине пролета КЖС:

= Еs/Ев = 1,9*105/0,29*105 = 6,55;

/ = 1,7*105/0,29*105 = 5,86;

Прочность приведенного сечения бетона:

Ared = A+*Asp+/*As/;

Ared = 2091+6,55*12,56+5,86*0,196*10 = 2185 см2;

где А = 294*3+2*37*9/2+10*10*2+2*6*3,3/2+2*84*2 = 2091 см2.

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

Sred = ?Ai*yi:

Sred = 294*3*98,5+37*9*92,5+10*10*2*5+6*3,3*10,1+2*82*4*51+6,55*12,56*5 = 152747 см3.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения:

y = Sred/Ared = 152747/2185 = 69,9 см.

Момент инерции приведенного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения:

Ired = ?(Ii+Ai*yi2) = =294*33/12+294*3*28,92+37*92/12+37*9*22,92+2*10*103/12+

+10*10*64,62+6*3,33/12+6*3,3*582+2*4*823/12+2*4*82*18,62+

+6,55*12,56*64,62= 2,42*106 см4.

Расстояние до верхней и нижней границ ядра сечения от центра тяжести приведенного сечения:

r = Ired/Ared*y0 = 2,42*106/2185*69,9 = 15,9 см;

rinf = Ired/(Ared*(h-y0)) = 2,42*106/(2185*(100-69,9)) = 36,4 см;

Проверка толщины оболочки на условное критическое напряжение сжатия, по формуле:

hf,4-5 = 0,8l0f(M0n*y0//(Eb*Ired)) = 0,8*220(45700000*28,9/0.29*105* *100*2,42*106) = 2,4 cм < 3cм.

Назначенная толщина оболочки hf = 30 мм удовлетворяет условиям прочности и устойчивости.

2.5 Расчет арматуры в торце плиты

Расчетные усилия в торцевой арматуре N (принимаем большее из двух значений):

Площадь сечения торцевой арматуры As,t класса А-III:

As,t = 76300/365*100 = 2,1 см2

Принимаем 2 Ш 12 А-Ш, с Аs = 2,26см2;

N1=(g+2000)l02bs/(64*z0) = (2216+2000)17,752*2,8/(64*0,935) = 62 кН;

N2=RsAsbs/(8bf ) = 12,56*510*100*280/ (8*294) = 76,3 кН > 62 кН,

где bs=294 мм- расстояние между осями рабочей арматуры диафрагм.

2.6 Расчет диафрагм на действие поперечной силы

Значение Q = 125 кН. С учетом влияния изгибающего момента рассмотрим сечение, расположенное на расстоянии 1м от оси опоры. В этом сечении:

h0 = 26.7см, z0 = 24.4см, tgf=0.19, толщина диофрагм b/=10 см, Rbt = 1.2 МПа.

Усилия в этом сечении:

Q0 = 125-16,04*1 = 109 кН;

М = 125*1-16,04*1/2 = 117 кН*м;

Определяем часть поперечной силы, воспринимаемой диафрагмой:

Qd = Q0 - M/z0*tgf,

где f-угол наклона оси оболочки, при этом должно соблюдаться условие:

Qd/2*b/*h0 ? 0.5*Rbt

Qd = 109-117*0.19/0.244 = 18 кН;

Проверяем условие:

18000/2*10*26,7 = 34 Н/см2 < 0,5*1,2*100 = 60Н/см2;

Условие соблюдается. Следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется, устанавливаем ее конструктивно: Ш 6А-III с шагом 150 мм на приопорном участке длиной 0,1*l = 2м. В вертикальных ребрах жесткости диафрагмам через 1,5-1,6м ставим подвески из арматуры Ш 10 А-III.

2.7 Расчет анкеров

Площадь рабочей поверхности анкера рабочей арматуры каждой диафрагмы определяется:

A1 = M1/(2z1b2 Rb):

z1 = 33 см, М1 = 143*1,5-16,04*1,52/2 = 196,4 кН*м;

Площадь поверхности анкера:

A1 = 19640000/2*33*0,9*17*100 = 195 см2;

Принят анкер с упорной плитой шириной 180 и высотой 140мм: А1=18*14 = = 252см2 > 195 см2.

2.8 Определение потерь предварительного напрежения арматуры

Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре до обжатия бетона при коэффициенте натяжения sp= 0,9:

sp = 0,9*590*0,9 = 478 МПа;

Соответствующее усилие в этой арматуре:

Р01 = sp*Asp = 478*100*12,56 = 600 кН;

Изгибающие моменты в середине пролета от собственного веса панели:

Мс = 6600*17,752/2 = 260 кН*м,

где qс = 2216*2,98 = 6600 Н/м;

Напряжения в бетоне на уровне напрягаемой арматуры в момент его обжатия:

bp = P01/Ared+(P01*eop-Mc)eop/Ired = 600268/2185+(600368*64,6-26000000)* *64,6/2,42*106 = 616 Н/см2 = 6 МПа;

Определяем потери напряжений:

а) от быстронатекающей ползучести:

b = 0,85*40*bp/Rbp = 0,85*40*6/21 = 9,7 МПа;

где bp/Rbp = 6/21=0,29 < = 0.25+0.025*21 = 0,775;

б) от усадки бетона класса В30 - 8 = 35 МПа;

в) от ползучести бетона (при = 0,85 и *bp/Rbp = 8,31/21 = 0,396 < 0,75)

9 = 0,85*150*bp/Rbp = 0,85*150*0,29 = 37 МПа;

общие потери los = 6+8+9 = 9.7+35+37 = 81,7 МПа.

Аналогичные вычисления производим при коэффициенте натяжения sp=1:

sp = 0.9*590*1 = 531 МПа;

Р01 = 531*100*12,56 = 667 кН;

bp = 666936/2185+(666936*64,6-26000000)*64,6/2,42*106 = 761 МПа;

Потери напряжений:

а) 6 = 0,85*40*7,61/21 = 12,3 МПа;

б) 8 =35 МПа;

в) 9 = 0,85*150*7,61/21 = 46 МПа;

общие потери loc = 12,3+35+46 = 93,3 МПа.

То же при sp = 1,1:

sp = 0.9*590*1,1 = 585 МПа;

Р01 = 585*100*12,56 = 735 кН;

bp = 734760/2185+(734760*64,6-26000000)*64,6/2,42*106 = 909 МПа;

Потери напряжений:

а) 6 = 0,85*40*9/21 = 14,6 МПа;

б) 8 =35 МПа;

в) 9 = 0,85*150*9/21 = 55 МПа;

общие потери loc =14,6+35+55 = 105 МПа.

2.9 Расчет панели по деформациям (прогибам)

Определяем нормативные нагрузки:

qcd = 500*3 = 1500 H/м;

qld = 3575*3 = 10725 H/м;

Усилие Р01 в напрягаемой арматуре при sp = 1:

Р01 = *А = 667кН;

qep = 8*667000*0.646/17.752 = 10940 Н/см;

Вычисляем потери los для крайнего сжатого волокна бетона, если бы там находилась напрягаемая арматура. Для этого находим напряжение сжатия вр/ в сжатом волокне в момент передачи сжатия на бетон:

bp/ = P01/Ared-(P01*eop-Mc)(hoc*eop)/Ired = 666936/2185-(666936*64,6-26000000)*(95-64,6)/2,42*106 = 91 H/см = 0,91 МПа,

где hoc = h-a = 1000-50 = 950 мм.

Потери напряжения будут равны:

а) от быстронатекающей ползучести

6 = 0,85*40*0,9/21 = 1,5 МПа;

б) от усадки бетона

8 = 35 МПа;

в) от ползучести бетона

9 = 0,85*150*0,9/21 = 5,5 МПа;

Общие потери

los = 1,5+35+5,5 = 42 МПа;

При = 93,3 МПа и b2 = 2 прогиб в средней части пролета от длительных и постоянных нагрузок:

f0н = (1500 + 2*10725 10940)*17754/(48*0,85*0,29*105*100*2,42*106*100)-

-(93,3-42)*17752/(6*1,9*105*95) = 2,97 см. Допустимый прогиб fim =

= 1775/400 = 4.44 см > 2,97 см. Следовательно, конструкция удовлетворяет требованиям норм.

2.10 Расчет по образованию трещин

Момент сопротивления сечения относительно нижней грани сечения:

Wred = Ired/(eop+a) = 2,42*106/(64,6+5) = 34800 cм3.

Расстояние от центра тяжести сечения до верхней ядровой точки с учетом к-та 0.8, определяется по формуле:

ry = 0,8Wred/Ared = 0,8*34800/2185 = 12,8 см;

Равнодействующая усилий в напрягаемой арматуре с учетом всех потерь при =1:

Р02 = (sp-los)*Asp = (531-93,3)*100*12,56 = 549 кН;

Определяем изгибающий момент Mcrc в средней части пролета панели при образовании трещин:

Mcrc = 1,8*100*48700+549751(64,6+12,8) = 513 кН*м > Mn = 457 кН*м,

Это соответствует равномерно распределенной нагрузке при образовании трещин:

qcrc = 8*M/3l02 = 8*51,3*106/3*17.752 = 4342 Н/м2 > (q+p) = 4075 Н/м2,

где 3 - номинальный размер ширины панели.

Таким образом, трещиностойкость панели при = 1 обеспечена, трещины не появляются даже при нагрузках с коэффициентом надежности по нагрузке большем 1, при которых расчетный изгибающий момент М =

= 55,3*106 Н*см > Mcrc = 51,3*106 Н*см.

Рисунок 9 - Армирование панели КЖС.

2.11 Расчет оболочки между диафрагмами

В расчете принимается коэффициент натяжения =1,1.

Тогда равнодействующая усилий напряжений:

P02 = (sp-los)*Asp = (585-105)*100*12,56 = 603 кН;

Вертикальная нагрузка на 1 м2, эквивалентная по нормальной силе, возникающей в оболочке от предварительного напряжения панели:

qр =8*Р02(Ired/y0/*Ared-e0p)/(b0l02) = 8*603000*[2,42*106/(2185*28,9)-

-64,6]/(300*17752) = -0,134 H/м2.

Коэффициент, учитывающий неравномерность распределения сил сжатия в оболочке:

= bf' hf'y0z0/Ired = 294*3*28,9*93,5/(2,42*106) = 0,988<1, принимаем равным 1.

Предельная нагрузка, воспринимаемая панелью:

qmax = 8RsAsz0/(b0l02) = 8*12,56*510*100*93,5/(300*17752) = 5070 Н/м2.

Если Аво = 294*3 = 882 см2, sр = 584 МПа los = 105 МПа, определяем прогиб панели в начале текучести арматуры диафрагм по формуле:

fT = 0.173*102((1+*Asp\Abo)1.4Rs-sp+) =

= 0.173*17752/93.5*1.9*105*100*((1+6.55*12,56/882)*1.4*510*100 -

-584*100+105*100) = 9,2 см;

Вычисляем максимальный прогиб при нагрузке 1,4*q:

f0,max = fT-(fT-fp)\/1-q/qlim = 9,2-(9,2+3,43)\/(1-4928/5070) = 7,1 см,

где fp прогиб (выгиб) от силы обжатия, равный:

fp = -P02*eop*102/6kr EBIred =

= -603000*64,6*17752/(6*0.85*0.29*105*100*2,42*106) = -3,43 см;

Местная нагрузка на оболочку:

qm = 4928-103500/54*1,1-40+0,03*2500*10*1,1 = 3604 Н/м2,

где 103500 - масса панели (по заданию), 40 - приближенная расчетная нагрузка от заливки швов (Н/м2), 2500*10(Н/м3)-плотность бетона,

получаем:

qI,max = qm-(1-f0,max/ z0 )[( g+s)+qp]*=3604-(1-7,1/93.5)*(4928-1341)*0,988=329 Н/м2.

Расчет оболочки при неравномерном нагружении на половине пролета слева:

Расчетная снеговая нагрузка слева:

Р = 1400 Н/м2 ,постоянная нагрузка по всему пролету q = 3528 Н/м2

Отношение = p/q = 1400/3528 = 0,4, усредненная нагрузка qc =

= 3528+0,5*1400 = 4228 Н/м2;

Изгибающую нагрузку для левой половины пролета определяем также при =1,1. При этом значения q, f - принимаем по ранее вычисленным знаениям.

Расчетный прогиб:

f0,max = 9,2-(9,2+3,43)v(1-4228/5070) = 4,05 см;

Расчетная изгибающая нагрузка qi,g для левой нагруженной снегом половины пролета:

qi,g = qm,g-(1-2(1+)f0,max/(2+)z0)*(3+2/3*g+qp);

То же, для правой половины пролёта (без снега):

qi,d = qm,d-(1-2*f0,max/(2+)z0)*(3+/3*g+qp),

где = p/g, при определении f0,max и qp принимаем sp = 1,1, а при вычислении f0,min и qp - 0,9; в формулах для f0,max и f0,min q заменяется на усреднённую qc = = g+0.5*p;

f0,min = fт - (fт - fр)*v(1-q/1.4*qlim);

Подставляя полученные данные в уравнение, считая что qm,g = 3604 Н/м2, расчетная изгибающая нагрузка для левой половины пролета:

qi,g = 3604-(1-2*(1+0.4)*4,05/(2+0.4)*93.5)(3+2*0.4/3*3528+1341)*0,988 = 669 Н/м2;

Проверяем правую половину оболочки при = 0,9, sp = 478 мПа, los = 82 МПа:

Р02 = (478-82)100*12,56 = 497 кН;

Эквивалентная нагрузка от усилий предварительного напряжения

qp = 8*497376/300*17752(2,42*106/2185*28,9-64,6) = -1106 Н/м2;

Выгиб от усилий предварительного напряжения:

fр =-Р02e0pl02/(6b1EbIred) = -497376*64,6*17752/6*0,85*0,29*105*100*2,42*106 = =-2,83 см;

Прогиб fт панели в начале текучести арматуры диафрагм:

fт = 0,173*17752/(93,5*1,9*105*100)*((1+6,55*12,56/882)*1,4*510*100-

-478*100+82*100) = 7,7 см;

Местная нагрузка qm,d для правой половины пролёта:

qm,d = 3528-103500*1,1/54-40+0,03*25000*1,1 = 2204,7 Н/м2;

Расчётный прогиб в середине пролёта:

f0,min = fт - (fт - fр)*v(1-q/1.4*qlim) = 7,7-(7,7+2,83)*v(1-4228/(1,4*5070)) = 1 см.

Определяем расчётную изгибающую нагрузку для правой половины пролёта:

qi,d=2204,7-(1-2*1/((2+0,4)*93,5)*((3+0,4)/3+3528+867,8)*0,988=-624,4 Н/м2;

Таким образом, получены следующие изгибающие нагрузки:

qI,max = 329 Н/м2;

при нагружении снегом на правой половине пролёта:

qi,g = 669 Н/м2;

qi,d = -624,4 Н/м2;

По максимальной нагрузке подбираем арматуру сеток оболочки.

Назначаем армирование оболочки сеткой с рабочими стержнями 5 мм класса Вр-I с шагом 200 мм. Продольная арматура 4 мм Вр-I с шагом 300 мм. На 1 метр оболочки приходится 5Ш5 Вр-I, As = 0,98 см2; Rs = 360 МПа. При Rb = 17 МПа, Rbn = 22 МПа, толщине оболочки 3 см и пролёте оболочки между вутами l0 = 220 см:

qi,lim = 8AsRs/l02*(100*hf/-AsRs/(Rb*b2) = 8*0,98*360*100/2202*(100*3-1.96*360*100/(17*100*0.9) = 1614,9 Н/м2, что больше qi,d = 669 Н/м2.

Принятые размеры и армирование обеспечивают несущую способность оболочки на изгиб.

2.12 Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмами

Ее проверяют расчетом на изгиб.

Принимая 1v = 220см, av = 30 см и qi,max = 669 Н/м2:

нагрузки: M1 = М2 = 669[2,22/16+0,3(0,3+2,2)/2] = 453 Н*м;

Момент воспринимаемый арматурной сеткой оболочки, где на 1м предусмотрено 55 Вр-1 с А=0,98 см2, воспринимает момент:

M = 0,9*17*100*100*0,23*(5,5-0,5*0,23) = 1895 Н*м > 453 Н*м - М1;

Относительная высота сжатой зоны бетона

Х = 360*0,98/0,9*17*100 = 0,23 см;

h0 =7-1.5 = 5.5 cм.

Условие прочности соблюдается, дополнительные армирование сопряжения оболочки с диафрагмами по расчету не требуется.

Момент, воспринимаемый арматурной подвеской, располагаемый в ребрах жесткости диафрагм. При 10А-Ш с Аs = 0,78 см2 и b ? 12р = 12*4 = = 48см (р = 4см-толщина стенки диафрагмы); h0 = 0.5*12 = 6 см,

вычисляем Х = 365*0,78/0,9*17*48 = 0,39 см;

Момент, воспринимаемый сечением:

М=0.9*17*100*48*0,39(6-0,5*0,39) = 1662 Н*м > М2 = 453 Н*м,

Условие выполняется.

3. Расчёт продольной балки

Бетон тяжелый класса В30; расчетные сопротивления при сжатии Rb=17 МПа; при растяжении Rbt=1,2 МПа; коэффициент условий работы бетона b2 = 0,9; модуль упругости Еb = 29000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-V, расчетное сопротивление Rs= 680 МПа, модуль упругости Еs = 190 000 МПа, Rsn = 785 МПа.

Рисунок 10 - Расчетная схема продольной балки.

g = b*h*г*гf*гn = 0.5*1*25*1,1*0,95=13 кН/м - расчетная нагрузка от собственного веса балки.

F = Fсн + Fпб + Fкжс;

Fпб + Fкжс = 3528*3*18 =1 90512 Н.

Fсн = 1000*3*18 = 54000 Н.

F = 190512 + 54000 = 244512 Н = 245 кН.

MF = F*l/2 = 244512*12/2 = 1467072 Н*м;

Mq = g.*l2/8 = 13000*122/8 = 234000 Н*м;

M = MF + Mq = 1467072 + 234000 = 1701072 Н*м.

Q = (F + g*l)/2 = (244512+1300*12)/2 = 200256 Н.

Рассчитываем прочность балки но нормальным сечениям,

бm = M/(Rb*гb2*b*h02) = 170107200/(17*100*0.9*50*1002)=0.22

Находим = 0,26, = 0,87.

Вычисляем характеристику сжатой зоны:

щ = 0.85-0.008 Rb = 0.85-0.008*0.9*17 = 0.72;

Вычисляем границу сжатой зоны:

R= щ/(1+(sR/500)(1-/1,1)) = 0,72/[1+(609/500)(1-0,72/1,1)] = 0,52;

sr = Rs+400-sp-sp = 680+400-471 = 609 МПа;

Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести

s6 = -(-1)(2/R-1) = 1.15-(1.15-1)*(2*0.24/0.55-1) = 1.17 > ,

где = 1,15-для арматуры класса А-V,

принимаем = 1,15;

Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:

As = M/ Rsho = 17017200/(680*1,15*100*0,87*97) = 25 см2,

Принимаем 6 25 A-V с As = 29,45 см2.

4. Статический расчёт поперечной рамы

4.1 Сбор нагрузок

а) Постоянные нагрузки:

Рисунок 11 - Расчетная схема.

- Расчетная нагрузка, передаваемая на колонну от кровли и панелей КЖС

На крайнюю колонну:

F1 = (g *l2*l1/2+gкжс/2 *fn+ gпр.б*f)*n = (1312*12*18/2+120000/2*1.1+132000*1.1)*0.95 = 324 кН;

Gпр.б = b*h*l2**f = 0.4*1*12*25000*1.1 = 132000 H.

На среднюю колонну:

F2 = (g *l2*l1+gкжс*fn+ gпр.б*f)*n = (1312*12*18+120000*1,1+165000*1,1)*0,95 = 567 кН;

Gпр.б = b*h*l2**f = 0.5*1*12*25000*1.1 = 165000 H.

- Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки с рельсом на колонну

GПБ = 82500 Н;

вес подкранового пути - 1500 Н/м;

FПБ = (GПБ +1,5* l2)*гf гn = (82,5+1.5*12)*1,1*0,95 = 105 кН.

- Расчетная нагрузка от собственного веса колонн

Крайняя колонна:

надкрановая часть - b*h = 50*60 см; Нв = 4 м;

FB1 = b*h*HB*г*гf*гn = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31,35 кН;

подкрановая часть - НН = 8,35 м;

FН1 = (Fветв + Fрасп + Fконс)*г*гf*гn = (2*0,25*0,5*8,35 + 2*0,7*0,5*0,7+ +1*1,2*0,5)*25*1,1*0,95 = 75,5 кН.

Средняя колонна:

Надкрановая часть

FB2 = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31.35 кН;

Подкрановая часть

FН2 = (2*0,25*0,5*8,35 + 2*0,7*0,5*0,7+2*1*0,5)*25*1,1*0,95 = 85,95 кН.

б) Временные нагрузки:

- Снеговая нагрузка

Вес снегового покрова на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия для III-го района Sо = 1000 Н/м2;

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 площади покрытия:

F = Sо*м*гf = 1000*1*1,4 = 1400Н/м2;

Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну:

FСН1 = F* l2*l1/2*гn = 1,4*12*18/2 = 143,64 кН;

То же на среднюю колонну:

FСН2 = 2*FСН1 = 2*143,64 = 287,28 кН.

- Крановая нагрузка

Для крана Q = 15 т с легким режимом работы:

Характеристики крана

Таблица 3

Грузоподъемность крана Q, т	Пролет крана lcr, м	Основные габаритные размеры, мм	Давл. колеса на подкрановый рельс Fn,max, тс	Масса, т	Тип кранового рельса
		Ширина крана, В	База крана, К	Н	В1		Тележки	Крана с тележкой G
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10
15	16,5	6300	4400	2300	260	16,5	5,3	25,0	КР-70

Минимальное давление крана на колесо:

Fn,min = (Q+G)/2-Fn,max =(150+250)/2-165 = 35 кН;

2 - число колес на одной стороне крана.

Расчетное давление при гf=1,1 и гn=0,95:

Fmax = Fn,max*гf*гn = 165*1,1*0,95 = 172,4 кН;

Fmin = Fn,min*гf*гn = 35*1,1*0,95 = 36,6 кН.

Расчетные вертикальные давления определим по линиям влияния от 2 сближенных кранов с учетом коэффициента сочетания гс=0,85 (для 2-х кранов). ?y = 2,95

Dmax = гс fmax Уу = 0,85*172,4*2,95 = 432,3 кН;

Dmin = гс fmin Уу = 0,85*36,6*2,95 = 91,77 кН;

Горизонтальная нагрузка от поперечного торможения кранов:

Hmах - расчетная поперечная тормозная сила от одного колеса:

Hmах = (Q+Gn)/20*0,5*гf*гn = (150+53)/20*0,5*1,1*0,95 = 5,3 кН;

горизонтальная крановая нагрузка от двух кранов при поперечном торможении:

Н1 = Hmax*c*Уy = 5,3*0.85*2.95 = 13,3 кН.

- Ветровая нагрузка

Нормативный скоростной напор ветра qo = 230 Н/м2. Коэффициенты k для

10 м - 1, для 20 м - 1,25.

q(10) = q0*к = 230*1 = 0,23 кН/м2

На отметке 13,2:

q(13,2) = [1+(1,25-1)/(20-10)*(13,2-10)]*230 = 0,232 кН/м2;

На отметке 15,0:

q(15,0) = [1+(1,25-1)/(20-10)*(15-10)]*230 = 0,231 кН/м2;

а) равномерно распределенная нагрузка с наветренной стороны:

с1 = 0,8; гf = 1,2:

qw = k*c1*qo*l2* гf*гn = 1*0,8*0,23*12*1,2*0,95 = 2,52 кН/м;

б) равномерно распределенная нагрузка с заветренной стороны:

qw1 = k*c2*qo*l2* гf*гn = 1*0,6*0,23*12*1,2*0,95 = 1,89 кН/м;

в) сосредоточенная нагрузка в уровне верха колонны

W = *12*1,2*0,95*(0,8+0,6) =

= 8,04 кН.

4.2 Статический расчёт

а) Определение реакции верха колонн от одиночного смещения Д1=1:

Прилагаем единичное перемещение и вычисляем реакции верхнего конца крайней и средней колонны RД по формуле:

RД=;

- для крайней колонны:

б = HB/l=4/12,35=0,32;

IH=2*b*h(c/2)2=2*50*25(120/2)2=900*104 см4;

IB =(50*603)/12=90*104 см4;

К=б3(IH/IB-1)=0,323(900*104/90*104-1)=0,29;

K1=(1-)3Iн/8n2Ic =(1-0,32)3 900*104/8*32*6,5*104=0,6;

Ic =50*253/12=6,5*104 см4;

RД==7,6*10-3 Eb.

- для средней колонны:

б=4/12,35=0,32;

IH=2*50*25(120/2)2=900*104 см4;

IB =(50*603)/12=90*104 см4;

К=0,323(900*104/90*104-1)=0,29;

K1=(1-0,32)3*900*104/8*32*6,5*104=0,6;

RД==7,6*10-3 Eb.

- суммарная реакция:

r11=У RД=(2*7,6*10-3*Eb+7,6*10-3 Eb)=22,8*10-3Eb.

б) Определение расчетных усилий в сечениях колонн:

- от постоянной нагрузки

Продольная сила приложена с эксцентриситетом:

еo= -hB /2+0,15+0,25=0,5*0,6+0,15+0,25=0,1 м;

Изгибающий момент:

М1=F1*eo=324*0,1=32,4 кН*м;

В подкрановой части в следствии изменения высоты сечения колонны с эксцентриситетом:

е1=(hн-hв)/2 = (1,2-0,6)/2 = 0,3 м;

Расчетная нагрузка от надкрановой части колонны:

FB1 - c e2=(1,2-0,6)/2=0,3;

Расчетная нагрузка от подкрановой балки:

FПБ - c e3=л+0,25-0,5*hн=0,75+0,25-0,5*1,2=0,4;

Суммарное значение момента относительно точки 2:

M2=-F1e1+FПБ*e3-FB1*e2=-324*0,3+105*0,4 - 31,35*0,3=-64,605 кН*м;

Вычисляем реакции верхнего конца левой колонны по формуле:

кН;

кН; R2=0;

R1P=Ri=5,2-5,2=0;

Упругая реакция: Re=R11=5,2 кН(-А ;+В).

кН;

ReII = R1II=5,5 кН(+А ;-В).

Суммарная реакция верха крайней колонны:

Re= Re1+ ReII=5,25,5=10,7 кН;

Расчетные усилия от постоянной нагрузки.

Для колонны по оси А:

МI =М1=32,4 кН*м;

МII =МI+ReHB = 32,4-10,7*4=-10,4 кН*м;

МIII =МII+ М2=-64,605-10,4= -72 кН*м;

МIV =МIII+ReHH =-72-10,7*8,35=-17,345 кН*м;

NI= F1=324 кН;

NII= NI+FВ=324+31,35=355,4 кН;

NIII=NII+FПБ=355,4+105=460,35 кН;

NIV=NIII+FН=460,35+75,5=535,85 кН;

Q=Re=-10,7 кН.

Для колонны по оси Б:

МI = МII +МIII +МIV =0 кН*м;

NI= F2=567 кН;

NII= NI+FВ2=567+31,35=598,35 кН;

NIII=NII+2FПБ=598,35+2*105=808,35 кН;

NIV=NIII+FН2=808,35+85,95=894,3 кН.

- от снеговой нагрузи:

Изгибающий момент в колонне по оси А в точке 1:

МСН1=FСН1*ео=143,64*0,1=14,364 кН*м;

в точке 2:

МСН2=-FСН1*е1=-143,64*0,3=-43,1 кН*м.

Усилия на колонну от снеговой нагрузки передаются в той же точке, что и усилия от постоянной нагрузки, поэтому упругие реакции можно найти из соответствующих моментов:

МСН1/М1=14,364/32,4=0,44;

МСН2/М2=-43,1/-64,605=0,67;

Re1=R11*0,44=-5,2*0,44=-2,3 кН;

Re2=R12*0,67=5,5*0,67=3,7 кН;

Упругие реакции верха колонны:

Re= Re1+ Re2=-2,3+3,7=1,4;

Re=±1,4 (-B, +A).

Расчетные усилия от снеговой нагрузки:

МI =МСН1=14,364 кН*м;

МII =МI+ReHB =14,364-1,4*4=8,8 кН*м;

МIII =МII+ МСН2=8,8-43,1=-34,3 кН*м;

МIV =МIII+ReHH =-34,3-1,4*8,35=-46 кН*м;

NI=NII=NIII=NIV=FСН1=143,64 кН;

Q=Re=-1,4 кН.

- от вертикальных крановых нагрузок:

на крайнюю колонну:

Мmax=Dmax*e3=432,3*0,4=172,92 кН*м;

Мmin=Dmin*e3=91,77*0,4=36,7 кН*м;

на среднюю колонну:

Мmax=-Dmax*e4=-432,3*0,75=-324,2 кН*м;

Мmin=-Dmin*e3=-91,77*0,75=-68,8 кН*м.

Упругие реакции верха колонн:

на колонне по оси А:

Мmax=172,92 кН*м;

на колонне по оси Б:

Мmin=-68,85.

Крайней:

кН.

Средней:

кН.

Суммарная реакция в основной системе:

R1P=УRi=-14,6+3,97=-10,63 кН.

С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид:

Cdinr11Д1+R1P=0;

Д1=;

Упругая реакция левой колонны по оси А:

Re=R1+Д1RД=-14,6+7,6*10-3 EB*133,2/EB=-13,6 кН;

Упругая реакция колонны по оси Б:

Re=R2+Д1RД=3,97+7,6*10-3 EB*133,2/EB=4,98 кН;

Упругая реакция колонны по оси В:

Re=R3+Д1RД=0+7,6*10-3 EB*133,2/EB=1,01 кН.

В сечении колонны по оси А:

МI =0;

МII =ReHB =-13,6*4=-54,4 кН*м;

МIII =МII+ Мmax=-54,4+172,92=118,52 кН*м;

МIV =Мmax+Rel =172,92-13,6*12,35=4,96 кН*м;

NI=NII=0;

NIII=NIV=Dмах=432,3 кН;

Q=Re=-13,6 кН (во всех сечениях).

В сечении колонны по оси Б:

МI =0;

МII =ReHB =4,98*4=19,92 кН*м;

МIII =МII+ Мmax=19,92-68,8=-48,93 кН*м;

МIV =Мmax+Rel =-68,8+4,98*12,35=-7,347 кН*м;

NI=NII=0;

NIII=NIV=Dмin=91,77 кН;

Q=Re=4,98 кН (во всех сечениях).

В сечении колонны по оси В:

МI =0;

МII =MIII = ReHB =1,01*4=4,04 кН*м;

МIV = Rel =1,01*12,35=12,47 кН*м;

NI=NII=0; NIII=NIV=0 кН;

Q=Re=1,01 кН (во всех сечениях).

На колонне по оси А:

Мmin= 36,7;

На колонне по оси Б:

Мmax=-324,2Н*м;

Крайней:

кН;

Средней:

кН;

Суммарная реакция в основной системе:

R1P=УRi=-3,14+18,96=15,82 кН;

С учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид:

Cdinr11Д1+R1P=0;

Д1=

Упругая реакция верха колонны по оси А:

Re=R1+Д1RД=-3,14-198,2/EB*7,6*10-3=-4,65 кН;

Упругая реакция колонны по оси Б:

Re=R2+Д1RД=18,96+7,6*10-3*EB*(-198,2/EB)=17,45 кН;

Упругая реакция колонны по оси В:

Re=R3+Д1RД=0-7,6*10-3 EB *198,2/EB=-1,5 кН;

В сечении колонны по оси А:

МI =0;

МII =ReHB =-4,65*4=-18,6 кН*м;

МIII =МII+ Мmin=-18,6+36,7=18,1 кН*м;

МIV =Мmin+Rel =36,7-4,65*12,35=-20,73 кН*м;

NI=NII=0;

NIII=NIV=Dмin=91,77 кН;

Q=Re=-4,65 кН (во всех сечениях);

В сечении колонны по оси Б:

МI =0;

МII =ReHB =17,45*4=69,8 кН*м;

МIII =МII+ Мmin=69,8-324,2=-254,4 кН*м;

МIV =Мmin+Rel =-324,2+17,45*12,35=-108,7 кН*м;

NI=NII=0;

NIII=NIV=Dмin=432,3 кН;

Q=Re=17,45 кН (во всех сечениях);

В сечении колонны по оси В:

МI =0;

МII = MIII = ReHB =-1,5*4=-6 кН*м;

МIV =Мmin+Rel = -1,5*12,35=-17,025 кН*м;

NI=NII=0;

NIII=NIV=0 кН;

Q=Re=-1,5 кН (во всех сечениях).

- от горизонтальных крановых нагрузок:

тормозная сила Н1=13,3 кН приложена к колонне по оси А.

Опорная реакция для колонны по оси А при R1=R1P:

R1=R1P= кН;

с учетом пространственной работы каркаса:

Д1==-90,4/EB;

упругая реакция колонны по оси А:

Re=R1+Д1RД=7,2-90,4/EB*7,6*10-3 EB =6,5 кН;

упругая реакция колонны по оси Б:

Re=R1+Д1RД=0-90,4/EB*7,6*10-3 EB =-0,69 кН;

по оси В:

Re=R3+Д1RД=0-90,4/EB*7,6*10-3 EB =-0,69 кН;

Расчетные усилия в сечениях колонны по оси А:

МI =0;

МII = МIII =ReHB -Н1(НВ-2,8)=6,5*4-13,3(4-2,8)=10,04 кН*м;

МIV =Rel-Н1(l-1,8) =6,5*12,35-13,3(12,35-2,8)=-46,74 кН*м;

NI=NII= NIII=NIV=0;

Q=Re+Н1=6,5-13,3=-6,8 кН;

промышленный здание рама колонна

В сечении колонны по оси Б:

МI =0;

МII =ReHB =-0,69*4=-2,76 кН*м;

МIV =Мmin+Rel =-0,69*12,35=-8,5 кН*м;

NI=NII=NIII=NIV=0 кН;

Q=Re=-0,69 кН (во всех сечениях).

Расчетные усилия в сечениях колонны по оси В:

МI =0;

МII = МIII =ReHB=-0,69*4-13,3(4-2,8)=-18,72 кН*м;

МIV =Rel-H1*(l-2,8) =-0,69*12,35-13,3(12,35-2,8)=- 135,5 кН*м;

NI=NII=NIII=NIV=0;

Q=-0,69-13,3=-13,99.

Тормозная сила Н1=13,3 кН приложена к колонне по оси Б:

Опорная реакция для колонны по оси Б при R2=R1P:

R2=R1P= кН;

С учетом пространственной работы каркаса:

Д1==115/EB;

Упругая реакция колонны по оси Б:

Re=R1+Д1RД=-9,15+115/EB*7,6*10-3*EB =-8,276 кН;

Упругая реакция колонны по оси А и В:

Re=R1+Д1RД=0+115/EB*7,6*10-3 EB =-0,874 кН;

Расчетные усилия в сечениях колонны по оси А и В:

МI =0;

МII = МIII =ReHB=0,874*4=3,496 кН*м;

МIV =Rel =0,874*12,35=10,79 кН*м;

NI=NII=NIII=NIV=0;

Q=Re =0,874 кН.

По оси Б:

МI =0;

МII = МIII =ReHB+H1(HB-2.8)=-0,83*4+13.3(4-2.8)=-17.24 кН*м;

МIV =Rel+H1(l-2.8)=-0.83*12,35+13.3(12.35-2.8)=24.5 кН*м;

NI=NII=NIII=NIV=0;

Q=Re+ H1=-0.83+13.3=5 кН.

- от ветра:

Ветровая нагрузка слева направо:

qw =2.52 кН/м;

qw1=1,89 кН/м;

W=8,04 кН;

При действии ветровой нагрузки слева реакция левой колонны от нагрузки qw =2,52 кН/м определяется по формуле:

Реакция связей от сосредоточенной силы W=8,04 кН равна R=-8,04 кН;

суммарная реакция в основной системе:

R1P=УRi+W=-13.12-10.79-8,04=-31.95 кН;

с учетом пространственной работы каркаса каноническое уравнение имеет вид:

r11Д1+R1P=0;

Д1=- =1401/EB;

Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси А:

Re=R1+Д1RД=-13.12+1401/EB*7,6*10-3=-2.47 кН;

Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси Б:

Re=R2+Д1RД=0+1401/EB*7,6*10-3=10.65 кН;

Результирующее упругое давление на уровне верха колонны по оси В:

Re=R3+Д1RД=-10.79+1401/EB*7,6*10-3=-0.14 кН;

Расчетные усилия в сечении колонны по оси А:

МI =0;

МII = МIII =ReHB +qw*НВ2/2=-2.47*4+2,52*42/2=10.28 кН*м;

МIV =Rel+ qw*l2/2=-2.47*12,35+2,52*12,352/2=161.7 кН*м;

NI=NII= NIII=NIV=0;

Q=Re+ qw*l=-2.47+2,52*12,35=28.65 кН;

Расчетные усилия в сечении колонны по оси Б:

МI =0;

МII = МIII =ReHB=10.65*4=42.6 кН*м;

МIV =Rel+ qw*l2/2=10.65*12,35=131.53 кН*м;

NI=NII= NIII=NIV=0;

Q=Re =10.65 кН;

В сечениях колонны по оси В:

МI =0; МII = МIII =ReHB +qw1*НВ2/2=-0.14*4+1,89*42/2=14.56 кН*м;

МIV =Rel+ qw1*l2/2=-0.14*12,35+1,89*12,352/2=142.4 кН*м;

NI=NII= NIII=NIV=0;

Q=Re+ qw1*l=-0.14+1,89*12,35=23.2 кН.

Сочетания нагрузок и расчётные усилия в сечениях колонн

Таблица 4

Нагрузка	Номер загружения	К-т сочетания	Усилия в сечениях колонн по оси А
			I-I	II-II	III-III	IV-IV
			M	N	M	N	M	N	M	N	Q
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12
постоянная	1	1	32.4	324	-10,4	355,4	-72	460,35	17,345	535,85	-10,7
снеговая	2 3	1 0,9	14,36 12,93	143,64 129,28	8,8 7.92	143,64 129,28	-34,3 -30.87	143,64 129,28	-46 -41.4	143,64 129,28	-1,4 -1.26
крановая от 2 кранов Mmax на лев. колонне	4 5	1 0,9	0 0	0 0	-54,4 -48.96	0 0	118.52 106.67	432,3 389,1	4,96 4.46	432,3 389,1	-13.6 -12.24
крановая от 2 кранов Mmax на ср. колонне	6 7	1 0,9	0 0	0 0	-18,6 -16.74	0 0	18,1 16.29	91,77 82,6	-20,73 -18.66	91,77 82,6	-4,65 -4.19
крановая H на лев. колонне	8 9	1 0,9	0 0	0 0	10,04 9,04	0 0	10,04 9,04	0 0	-46,74 -42.07	0 0	-6,8 -6,12
крановая H на ср. колонне	10 11	1 0,9	0 0	0 0	3.496 3,15	0 0	3,496 3,14	0 0	10,79 9,71	0 0	0,87 0,78
ветер слева	12 13	1 0,9	0 0	0 0	10,28 9,25	0 0	10,28 9,25	0 0	161,7 145,53	0 0	28,65 25,79
ветер справа	14 15	1 0,9	0 0	0 0	-14,56 -13,10	0 0	-14,56 -13,10	0 0	-142,4 -128,16	0 0	-23,2 -20,88
Осн. Сочетание (c = 1)	I	Mmax, N, Q	1+2 46,76	467,64	1+2 -1,6	499,04	1+4+8 56,56	892,65	1+12 179,05	535,85	17,95
	II	Mmin, N, Q	-	-	1+4+8 -54,76	355,4	1+2 -106,3	603,99	1+14 -125,06	535,85	-33,9
	III	Nmax, M, Q	46,76	1+2 467,64	-1,6	1+2 499,04	56,56	1+4+8 892,65	-24,43	1+4+8 968,15	-24,3
	IV	Qmax, M, N	-	-	-	-	-	-	-24,43	968,15	1+4+8 -24,3
Осн. Сочетание (c=0,9)	Iа	Mmax, N, Q	-	-	-	-	1+5+9+13 53,96	849,45	1+5+9+13 125,27	924,95	-3,27
	IIа	Mmin, N, Q	-	-	1+5+9+15 -63,42	355,4	1+3+15 -115,97	589,630	1+3+7+11+15 -161,17	747,73	-36,25
	IIIа	Nmax, M, Q	-	-	-	-	1+3+5+9 12,84	1+3+5+9 978,73	1+3+5+9+15 -189,83	1+3+5+9+15 1054,23	1+3+5+9+15 -51,2
	IVа	Qmax, M, N	-	-	-	-	-	-	1+3+5+9+15 -189,83	1+3+5+9+15 1054,23	1+3+5+9+15 -51,2

5. Расчет и конструирование колонны

Для внецентренно сжатой колонны одноэтажного здания принят бетон В15, для которого Eb=20,5*10-3 МПа; Rb=8,5 МПа; Rbt=0,75 МПа; Rbn и Rb,ser=11 МПа; Rbtn=Rbt,ser=1,15 МПа.

Арматура класса А-III, расчетные характеристики Rs=365 МПа; Еs=200000 МПа.

5.1 Расчет надкрановой части

Выбранные из предыдущего расчета усилия записываем в табл. 5.1.

Сечение колонны 50х60см, при а=а=4см, полезная высота сечения 56см.

Таблица 5

Усилия в сечении II-II	Комбинации усилий
	I (Mmax)	II (Mmin)	III (Nmax)
М, кН*м	-1,6	-54,76	-1,6
N, кН	449,04	355,4	499,04

Усилия от длит. действующей нагрузки: Ml=32,4 кН, Nl=324 кН.

При расчёте сечений на I и II комбинации усилий Rb следует умножать на коэффициент b2=1,1; на III с b2=0,9.

- комбинация усилий I (Мmax):

эксцентриситет продольной силы:

е0=М/N=160/449,04=0,36 см;

ea ? (1/30)*h=60/30 = 2 см;

ea ? (1/600)*H=400/600 = 0,677 см;

ea ? 1 см;

е0 = 2 см

Расчётная длина надкрановой части колонны:

l0 = 2*H2 = 2*4 = 8 м;

определяем i = v(h2/12) = v(602/12) = 17,32;

гибкость колонны: л=l0/i = 800/17,32=46,2 > 14 => необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность;

l=b*h3=50*603/12=9*105 см4;

цl=1+в*(M1l/M1) = 1+1*(129.6/232) = 1.6;

М1l=M1+Nl(h0-a/)/2=32,4+324*(0,56-0,04)/2=129.6 кН*м;

М1=М+N(h0-a/)=-1,6+449,04*(0,56-0,04)/2=232 кН*м;

дe=е0/h=0,02/0,6=0,033

дe,min=0,5-0,01*l0/h-0,01*Rb=0,5-0,01*800/60-0,01*1,19*8,5=0,273;

принимаем дe=0,273;

б=ЕS/ Eb=200000/20500=9,76;

В первом приближении можно взять минимально допустимую величину армирования м=0,004:

IS= мbho(0,5h-a)2 = 0,004*50*56(0,5*60-4)2=7571,2см4;

величина критической силы:

Коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

з ==1,081;

Расстояние от направления действия продольной силы до центра тяжести сечения растянутой арматуры:

е=зе0+0,5h-a=2*1,081+0,5*60-4=28,1 см;

При условии, что Аs = As/, высота сжатой зоны:

x=N/(b2Rbb)=449,04*(1000)/1,1*8,5*(100)*50=9,6 см;

относительная высота сжатой зоны:

=x/ho=9,6/56=0,17;

граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:

оR=щ/(1+Rs/400*(1-w/1,1))=0,7752/(1+365/400*(1-0,7752/1,1))=0,611,

где w=0,85-0,008Rb=0,85-0,008*1,1*8,5=0,7752;

В случае =0,17< оR=0,611:

Аs=As'=(N*(e-h0)+N/(2*Rb*b))/Rsc(ho-a') < 0,

арматуры по расчету не требуется, следовательно, назначаем конструктивно:

As=As1=мminbh0=0,002*50*56=5,6 см2;

принимаем арматуру 3 Ш 16 A-III c AS=AS1=6,03 см2.

Определяем необходимость расчёта надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:

l0/ = 1,5*Hв = 1,5*4 = 6 м;

l0//b = 6000/50 = 12 < 14 => расчёт не требуется.

5.2 Расчет подкрановой части колонны

Подкрановая часть колонны состоит из двух ветвей и распорок между ними. Высота всего сечения = 120 см; расстояние между осями ветвей с = 95 см; шаг распорок S = 200 см, n = 3 - число панелей в подкрановой части.

Сечение ветвей: bc=50 см; hc=25 cм; а=а'=4 см; h0=21 cм;

Сечение распорки: b=50 см; h = 35см; h0 = 31 см.

Подбор арматуры производим для сечения IV-IV, где действуют следующие комбинации усилий:

Таблица 6

Усилия в сечении IV-IV	Комбинации усилий
	I	II	III
М, кН*м	179,05	-125,06	-24,43
N, кН	535,85	535,85	968,15
Q, кН	17,95	-33,9	-24,3

Усилия от длительно действующей нагрузки: Мl=17,35 кН*м, Nl=535,85 кН.

Расчетная длина подкрановой части колонны:

lo=1,5Нн=1,5*8,35=12,525 м;

приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны в плоскости поперечной рамы:

r2red=c2/[4(1+3c2/2n2h2c)]=952/[4(1+3*952/1,52*32*252)]=718,72 см2;

rred==26,8 см;

red=lo/rred=1252,5/26,8=46,74>14, следовательно, необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета продольной силы.

Момент инерции сечения:

I=2[bh3c/12+bhc(c/2)2]=2[50*253/12+50*25*(95/2)2]=56,45*105 см4;

задаемся =0,0065 (для одной ветви), тогда приведенный момент инерции сечения арматуры:

Is=2мbchc(c/2)2=2*0.0065*50*25*(95/2)236664 см4;

М1=М+N(с/2-a)=179,05+535,85*(0,95/2-0,04)=412 кН*м;

М1l=Ml+Nl(с/2-a)=17,35+535,85*(0,95/2-0,04)=250 кН*м;

l=1+ М1l/ М1=1+1*250/412=1,6;

где =1 для изделий из тяжелого бетона;

при е=ео/d=0,33/1,2=0,275,

е,min=0,5-0,01*lo/d-0,01Rbгb2=0,5-0,01*1252,5/120-0.01-1.1*8.5=0,302;

принимаем е=0,302.

Величина условной критической силы:



Коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

;

Nbr=N/2M/c=535.85/2179.05*1,05/1.2=267.93±156.7 кН;

Nbr1=424,63 кН;

Nbr2=111,23 кН (сжатие);

Изгибающий момент в ветвях составит:

Мbr=Q*S/4=17,95*2/4=8,975 кН*м;

e0в=8,975/424,63=0,021 м > ea = 0,01 м;

eв=2,1+25/2-4 = 10,6 см;

определяем:

бn = Nbr1/(b2*Rb*b*h0) = 424,63(1000)/(1,1*8,5*100*50*21) = 0,43 >

> оR = 0,611;

см2

м=As/bh0=2.24/50*25=0.002<0.0065*2=0.013 =>

арматуру принимаем конструктивно:

Аs = As/ = 0,0065*50*21 = 6,825 см2 -- 318 А-III с Аs/=As=7,63 см2;

в каждой ветви подкрановой части колонны устанавливаем по 618 А - III: три стержня слева и три стержня справа.

Проверка прочности наклонных сечений:

Q?/цb3*b2*Rbt*b*h0,

Q = 0,5*Qmax=33,9*0,5=16,95 кН;

цb3=0,6;

Rbt=0,75 МПа;

Q = 16950?0,6*1,1*0,75(100)*50*21 = 51975 Н = 52 кН,

то есть прочность по наклонному сечению достаточна и поперечные стержни устанавливаем конструктивно.

А) Проверяем необходимость расчёта подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы:

10//i/ = 668/14,4 = 46,3, что больше 10/i = 39,01, тое есть расчёт прочности из плоскости необходим;

поскольку 10//i/ = 46,3 > 14 учитываем влияние прогиба элемента на его прочность;

ea=25/30=0,83см;

ea=835/600=1,4 см;

ea?1 см => принимаем ea=1,4 см;

e=1,4+0.5(46-4)=22,4 см;

M1l=0+535,85*0.224=120 кН*м;

M1=0+535.85*0.224=120 кН*м;

в=1;

=1+120/120=2;

=1,4/50=0,028<min=0.5-0.01*668/50-0.01*1.1*8.5=0.27;

I=2*25*503/12=5,21*105 см4;

момент инерции сечения арматуры при 4Ш18 A-III с As= As/ = 10,18 см2:

Is=2*10,18*(50/2-4)2 =0,0898*105 см4;

коэффициент увеличения эксцентриситета продольной силы:

з==1,105;

e=1,4*1,11+50/2-4=22,55 см;

n =535,85*1000/1.1*8.5*100*2*25*46=0,25<0.611;

/=4/46=0,087;

s=0,25*(22,55/46-1+0,25/2)/(1-0.27)=-0.13<0 -- арматура назначается конструктивно по минимальному процентного армирования:

Аs=As/=0,002*25*46=2,3 см2<10,18 см2, следовательно, принятого ранее количества 4Ш18 A-III достаточно.

Б) Расчёт колонны на устойчивость из плоскости изгиба:

N = 535.85 кН; Nl = 535,85 кН.

При Nl/N = 535,85/535.85 = 1; l0/b = 1252,5/50 = 25,05; значения коэффициентов цb = 0,41 и цsb = 0,615;

площади сечения арматур 12Ш18 -- 30,54 см2;

несущая способность колонны:

мb * ц * [b2*Rb*Ab + Rsc*(As+As/)] =

= 1*0,615*(1,1*8,5*100*1250*2 + 365*100*30,54) = 2123 кН > N = 535.85 кН;

поскольку N меньше несущей способности, то устойчивость колонны из плоскости обеспечена.

Расчёт промежуточной распорки:

Mds=24,3*2/2=±24,3;

b=50; h=35; h0=31;

As= As=243000/365*100*(31-4)=2,47 см2;

принимаем 3Ш12 A-III (As = As/ =3,39 см2);

Qds=24,3*2/0,95=51,16 кН;

Qb3b2Rbtbho,=0,6*1,1*0,75*100*50*31=77 кН > Q = 51.16 => расчёт прочности сечения на действие поперечной силы не нужен;

максимально допустимый шаг хомутов:

Smax=цbn*b2*Rbt*b*h02/Qp = 1,5*1,1*0,75*100*50*312/51,16*1000 = 108,5 см;

кроме того, шаг хомутов не должен превышать:

2*hc = 2*25 = 50 см;

15*d1 = 15*2 = 30 см;

устанавливаем поперечные стержни с шагом S = 30 см (Ш8 A-I);

для этих условий:

qsw = Rsw*f*n/s = 175*100*0,503*2/30 = 587 Н/см;

величина Qwb = 2*v(b2*b2*Rbt*b*ho2*qsw) =

= 2*v(2*1,1*0,75*100*50*312*587) = 136 кН > 51,16 кН, то есть прочность по наклонному сечению обеспечена.

6. Расчёт фундамента под сплошную прямоугольную колонну

Данные для проектирования:

расчетное сопротивление грунта R0=0,45 МПа; бетон тяжелый класса В 12,5, Rbt=0,66 МПа; арматура А-II, RS=280 МПа; вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах г=20 кН/м3. Расчет выполняют на наиболее опасную комбинацию расчетных усилий в сечении 4-4: М=189,83 кН*м; N=1051,23 кН; Q=51,2 кН. Нормативное значение усилий определено делением расчетных усилий на усредненный коэффициент надежности по нагрузке гf=1,15, т.е. Мn=165,07 кН*м; Nn=916,72 кН; Qn=44,52 кН.

Определение геометрических размеров фундамента:

глубину стакана фундамент принимаем 90 см, что не менее значений:

Нап?0,5+0,33*hf=0,5+0,33*1,1=0,896 м;

Нап>1,5*bcol=1,5*0,5=0,75 м;

Нап?лапd=33*2=66 см,

где d=2 - диаметр продольной арматуры колонны;

лаn=33 для бетона класса В 12,5.

Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 250 мм;

полная высота фундамента Н=900+250=1150 мм принимается 1200 мм, что кратно 300 мм;

глубина заложения фундамента при расстоянии от планировочной отметки до верха фундамента 150 мм Н1=1200+150=1,35 м;

Фундамент одноступенчатый, высота ступени равна 1200 мм;

предварительно площадь фундамента определяют по формуле:

;

назначаем b/a = 0,8, следовательно a = v(2,28/0,8) = 1,69;

b=0,8*1,69 = 1,35 м; принимаем a*b = 1,8*1,5 м.

Так как заглубление меньше 2 м, а ширина подошвы более 1 м, то необходимо уточнить расчётное сопротивление грунта основания:

R = R0*(1+k1*(B+b0)/B0)*(d+d0)/2*d0 =

= 0,45*(1+0,5*(1,5-1)/1)*(1,35+2)/2*2 =

= 0,33 МПа;

при пересчёте размеров фундамента:

А = 1,05*916,72/(330-20*1,35) = 3,15 м2;

a = 1,99 м; b = 1,59 м, принимаем a*b = 2,1*1,8 м;

площадь подошвы фундамента:

А=2,1*1,8=3,78 м2;

момент сопротивления:

W=(1,8*2,12)/6=1,323 м3;

определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле:

где h=1,2 м - высота сечения колонны;

bcol=0,5 м - ширина сечения колонны;

p=N/A= 1054,23/3,78=278,9 кН/м2;

Rbt=гb2Rbt=1,1*0,66=0,726 МПа=726 кН/м2;

полная высота фундамента:

Н=0,09+0,05=0,14м < 1,2 м, следовательно, принятая высота фундамента достаточна.

Определяем краевое давление на основание:

изгибающий момент в уровне подошвы:

Мnf=Mn+QnH=165+44,5*1,2=218,4 кН*м;

нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:

Gn=abHfггn=2,1*1,8*1,35*20*0,95=97 кН;

при условии, что:

< a/6 = 2,1/6 = 0,35 м;

=437 кН/м2;

=99,6 кН/м2;

Расчет арматуры фундамента.

Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длинной стороны без учета веса фундамента и грунта на его уступах от расчетных нагрузок:

pmax=N/A+Mf/W=1054,23/3,78+251,27/1,323=468,82 кН/м2;

pmin=N/A-Mf/W=1054,23/3,78-251,27/1,323=88,97 кН/м2;

где Mf=M+QH=189,83+51,2*1,2=251,27 кН/м;

расчетные изгибающие моменты:

в сечении I-I:

MI-I=1/24*(a-a1)2(pi-i+2pmax)b=(1/24)(2,1-1,8)2(442+2*469)*1,8=9,32 кН*м;

где ai=a1=1,8 м;

pi-i=pmax-(pmax-pmin)/a*(a-ai)/2=469-(469-89)/2,1*(2,1-1,2)/2=442 кН/м2;

требуемое сечение арматуры:

см2;

процент армирования м=0,32/(180*115)*100=0,002%<мmin=0,05%;

назначаем арматуру по мmin=0,05%:

Аs=0,05*180*115/100=10,35 см2;

принимаем 1012A-II с As=11,31 см2.

Арматура, укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента, определяется по изгибающему моменту в сечении II-II:

MII-II=1/8(b-b1)2pIV-IV=1/8(1,8-0,5)2*279*2,1=124 кН*;

см2;

м=4,3/(210*115)*100=0,018% < мmin=0,05%;

назначаем арматуру по мmin=0,05%:

Аs=0,05*210*115/100=12,075 см2;принимаем 12Ш12 A-II c AS=13,57 см2.

Список использованной литературы

СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: Стройиздат, 1985.

СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. - М.: 1988.

Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М.: Стройиздат, 1991.

Мандриков А. П. примеры расчета железобетонных конструкций. - М.: стройиздат, 1989.

Методические указания к курсовому проекту № 2. Расчет колонны.

Методические указания к курсовому проекту № 2. Статический расчет поперечной рамы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами .

Методические указания к курсовому проекту № 2. Раздел 2. Компоновка конструктивной схемы одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. .

Справочник проектировщика «Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства» по ред. Бердичевского Г.И. М.: Стройиздат, 1981.

Размещено на Allbest.ru