- •Курсовий проект « одноповерхова промислова будівля »
- •Розрахунок попередньо напруженого елемента Підкранова балка довжиною 12 м
- •Постійні навантаження:
- •4.3. Розрахунок колонни на монтажні навантаження
- •4.4. Площа арматури в перерізі 2-2
- •Визначення розмірів фундаменту
- •Визначення тиску на основу
- •Розрахунок міцності фундаменту на продавлювання
- •Розрахунок арматури підошви фундаменту
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=l0/8 =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 Рmax = 185 кН, власна вага візка Gт = 52 кН, крана G = 305 кН.
Тимчасове вертикальне навантаження від колеса крана на рейку
Рmax = Р nmax γf =1851,2=222кН.
Тимчасове горизонтальне навантаження (поперечне гальмування)
T=[(Q + Gт)/40]γf = [(160+ 52)/40] 1,2= 6,36 кН;
Tн= (160+ 52)/40= 5,3 кН.
Визначення зусиль.
Табл. 5
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∙ l2/8=10,7∙ 11,952/8=191 кН∙ м
M=722+191=913 кн м
Мт=(722/315)∙5,3=12,15
Попередній підбор поздовжньої арматури
Припускаємо, що х = hf’= 200 мм,
hf=h-hf /2=1400-300/2=1250 мм
Приймаємо 8Ø15К7, Aр = 1133 мм2.
Площа перерізу напружує арматуры, що, у верхній полиці
Ap’= 0,15Ар = 0,151133=170 мм2.
Приймаємо 2 Ø 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 |
Вуты 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 пояса
Арматури верхнього пояса |
19,82-5,53 = 09,6
2,83 - 5,53= 15,6 |
14
131 |
1534
2044 |
21 476
267 764 |
— |
|
|
|
|
|
|
=3271610 Ared=3795 Sred=285314 =27365285
Ордината центра ваги перерізу
y=Sred/Аred= 314/3795 = 75,2 см.
Момент інерції перерізу щодо осі, що проходить через центр ваги,
Ired=+-y/2Ared=27 365 285 + 3 271 610-75,22-3795 = 91 760102 см4.
Моменти опору наведеного перерізу в припущенні пружної роботи:
Wredн = ;
Моменти опору наведеного перерізу з урахуванням пластичних властивостей розтягнутого бетону:
=γ=1,5 122103=183 103 см3;
=γ=1,5 141,6103=212,4 103 см3;
Відстані від центра ваги перерізу до ядрових точок
=φ/ Ared =0,8 122103/3795=25,7 см;
= φ/ Ared =0,8 141,6103/3795=29,8 см;
Попередне напруження арматури і його втрати
Приймаємо початкове попередне напруження арматури σр = 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
σ4=0
σ5=0
Визначаємо попередне напруження σPI і зусилля P0I з урахуванням втрат σ1...… σ5
σp=σp-σ1-σ2-σ3=1240-1362-81-45=977.8 Мпа
P0I= σp(Ap+ Ap’)=977,8(1133+283)=1385∙ 103 H
yp=y-ap=752-130=622 мм
yp’=h-y-ap’=1400-752-90=558 мм
Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури Sp
арматури Sp’:
Втрати від повзучості
Таким чином перші втрати
σп1=σ1+ σ2+ σ3+ σ6=136,2+81+45+6,8=269 МПа
σп1’=σ1+ σ2+ σ3+ σ6’=132,2+81+45+1,8=264 МПа
Відповідно з цим
σр1=σр+ σп1=1240-269=971 МПа
σ’ р1=σ’ р+ σ ‘п1=1240-264=976 МПа
P01= σpIAp+σ ‘p Ap’=971∙ 1133+976∙ 283=1376 к
Другі втрати:
σ8 = 40 Мпа;
σ9 = 150φσbр/RЬp = 150 • 0,85 • 5,98/30 = 25,4 МПа
σ’ 9 = 150φσ’bр/RЬp = 150 • 0,85 • 1,56/30= 6,6 МПа;
σп2 = σs + σ9 = 40 + 25,4 = 65,4 МПа;
σ'п2 = σ'8+ σ'9 = 40 + 6,6 = 46,6 МПа .
Сумарні втрати
σп = σп1 + σп2 = 269 + 65,4 = 334,4 МПа;
σ ‘п = σ'п1 + σ'п2 = 264 + 46,6 = 310,6 МПа.
Таким чином
σр2 = σ0 + σп = 1240+ 334,4 = 905,6 МПа;
σ ‘р2 = σ'0 + σ'п = 1240 + 310,6 = 929,4 МПа
P02= σp2Ap+ σ’p2Ap’=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 (1Х = 1,5 м). У цьому перерізі верхня зона розтягнута, нижня - стисла:
Aр=283 мм2
Ap’=1133 мм2
h0=1400-90=1310 мм
bf’=340 мм
hf’=345 мм
ар’=130 мм
ар=90 мм
Зусилля обтиснення при натягу арматур на упори:
Тому що N=870 < Rb∙ bf’∙ 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
Мg = 15,5 кН ∙ м;
Р01 = γрσр1Ар ‘ = 1,1∙ 9761∙ 1133 = 1210 ∙ 103 Н;
Розрахунок додаткової арматури торця балки.
Asw=kР01/Rs = 0,3 • 1385 • 103/375= 1108мм2.
Хомути приймаємо із двома галузями зі стрижнів класу А400C діаметром 10 мм.
Необхідне число хомутів пш= 1108/(2 • 78,5) = 7 шт.
Крок хомутів - 50 мм.
Розташовують їх на довжині lw=6 50 = 300 мм>0,6∙ lР =0,6 • 872 = 523 мм.
Перевірка міцності при дії вертикальних навантажень
Aр=1133 мм2
Ap’=283 мм2
h0=1400-130=1270 мм
bf’=650 мм
b=140 мм
hf’=200 мм
ар=130 мм
Rs=1100 МПа
σс=400-γр∙ σр2=400-1,1∙ 929,4=-622 МПа
RsAp =1100∙ 1133=1246 кН < Rb∙ bf’∙ hf’-σсAp’=1,1∙ 22,5∙ 650∙ 200+622∙ 283=3041 кН
Нейтральна вісь проходить у полці
ξ0=0,85-0,008∙ 1,1 ∙22,5 = 0,652
σξ=Rs+400-γр∙ σр2=1100+400-0,9∙ 905,6=685 МПа
Rbbf‘ h02 ξ(1— ξ/2) + σcA'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
ξ = x/h0 = 54,5/(650 — 70) = 0,09 < ξR
ξ < 2a'p/h0 = 2 ∙ 70/580 = 0,241
Rb Ар(h0— ap’)=1100∙ 144(580-70)=79,1 кН∙ м>Мт=15,36 кН∙ м
Розрахунок по утворенню тріщин
Розрахунок нормального перерізу по утворенню тріщин робимо по формулі
Мсrс=Rbt,serWPl+yp02(e0p+rв) =2∙ 183 ∙ 106+1∙ 1376∙ 103(385 + 257) = 1249 кНм> Mser= 913 кН∙ м
Розрахунок по розкриттю тріщин не потрібен.
Розрахунки перерізів, похилих до поздовжньої осі елемента. Розрахунок по міцності.
Q = γсγfΣРнmaxy + g (l0/2 — lx) = 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> φb4 Rbtb 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
qw=RswAw/S=290∙ 78,5∙ 2/200=228 Н/мм
Довжина проекції небезпечної похилої тріщини
Міцність перерізу забезпечена
Розрахунок по деформаціях
Розрахунок робимо на дію постійних, тривалих і короткочасних навантажень при коефіцієнті надійності по навантаженню γf=1: Mser= 913 кН∙ м(при дії двох зближених кранів); Ml ser= 856 кН∙ м (при дії одного крана з vf= 0,6);
MSh scr = 913 — 856= 57 кн-м.
Обчислюємо кривизну в перетині (при дії зазначених навантажень) без тріщин у розтягнутій зоні
Повне значення кривизни 1/rtol= 1/rsht + 1/r l t -1/rср - 1/rcsc= (0,22+6,75-1,94-0,94) • 10-7=4,09 • 10~7 1/мм.
Прогин визначаємо по наближеній формулі:
f=s(1/rtol)l02= (1/10)∙ 4,09∙ 10-7∙ 117502=5,65
Відносний прогин f/l=5,65/11 750= 1/2075< 1/600
НАВАНТАЖЕННЯ, ЩО ДІЮТЬ НА РАМУ
Маса обраних залізобетонних конструкцій Таблиця 7.
№ |
Вид конструкції |
|
Маса, т |
|
Примітка | |
|
|
|
|
|
| |
1 2 3 4 5
|
Плити покриття 3х12м Крокв’яна ферма 24м. крок 12м. 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 |
|
| |
|
|
|
|
Навантаження на 1 м2 покриття
Таблиця 8.
Вид навантаження |
|
Характеристичне, кН/м2 |
Коеф. надійності |
Розрахункове, кН/м2 |
Постійне три шари руберойду із шаром гравію асфальтова стяжка 20 мм. γ = 18 кН/м3 утеплювач з пінобетону 100 мм. γ = 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 3×12м. (2,7 т.) з бетоном заповнювачем |
|
1,9 |
1,1 |
2,09 |
Всього постійна: |
|
|
|
3,56 |
Тимчасове снігове навантаження для Існігового району |
|
0,8 |
1,4 |
1,12 |
НАВАНТАЖЕННЯ НА КРАЙНЮ КОЛОНУ