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”
Задание
№
|
Схема
|
Пролеты
|
Шаг колонн
|
Длина здания
|
Отметка верха подкрановой балки
|
Грузоподъемность крана
|
Сопротивление грунта
|
Тип кровли
|
Место строительства
|
|
|
L1
|
L2
|
|
|
|
|
|
|
|
5
|
5
|
18
|
24
|
6
|
132
|
9,6
|
100/30
|
150
|
Хол
|
Луцк
|
Расчетная схема
Грузоподъемность,Q,кН
|
Пролет крана
|
Габариты крана,мм
|
Максимальное давление колеса Р,кН
|
Вес,кН
|
Тип рельса
|
Высота рельса, мм/вес 1 п.м.
|
|
|
ширина
|
База
|
Высота
|
|
тележки
|
Крана с тележкой
|
1.1
|
1.1
|
150/30
|
16,5
|
6300
|
4400
|
2300
|
175
|
70
|
265
|
КР-70
|
120/ 0,527
|
1. Компоновка поперечной рамы
Выбор типа колонн и их привязка:
низа = (9600 - 800 - 120-20) + 150 = 8810 ммверх = 12000 -9600
+1400 + 800 = 3340 ммкол= 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):1
= 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:1 = 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:4
= σ4 · е4 = 49,5 · 0,45 = 22,3 кН·м
Крановые
нагрузки:
max
= γf · Fn · Σyi =
1,1·175·( 1 + 0,638+0,267)=1,1*175*1,905 = 367 кНmin = Dmax
· , где Fnmin = 33 кНmin
=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:max = ± γf · · Σyi = ± 1,1
· · 1,905 = ± 10,5 кН
Ветровая
нагрузка:
Давление
ветра: W = γf · W0
· к · С · В
на
высоте 5 м:1 = 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:2 = 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:3 = 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’ = = = 2,6 кН
Изгибающий
момент в заделке от распределённой ветровой нагрузки на крайней колонне по оси
А:= 0,86 · 12 · ( + 0,15) + [ · (12 -
5)] · [ · (12 - 5) + 5,15] = 81 кН·м
Эквивалентная
равномерно-распределённая нагрузка будет равна:= →
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
2 = = 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 = АΔ = RгΔ = = 3,4 кНБΔ = RВΔ = = 8,3 кН
11 = 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)= + = = 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:1-1 = G1 = 225,4 кН2-2 = G1
+ G2 = 225,4+ 14 = 239,4 кН3-3 = G1 + G2
+ G4= 239,4 + 49,5 = 288,9 кН4-4 = N3-3 + G3
= 288,9 + 58 = 346,9 кН
в)
Поперечная сила:4-4 = R = 0,41 кН
Определение
усилий в стойке от снеговой нагрузки.= + = + = = -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:1-1 = N2-2 = N3-3 = N4-4
= S1 = 70 кН
в)
Поперечная сила:4-4 = 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:
A = = = 17,8кНБ
= = = - 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:1-1 = N2-2 = 03-3 = N4-4
= Dmax = 165 кН
в) Поперечная сила:4-4 = 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
= = = 3.4кНБ
= = = - 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:1-1 = N2-2 = 03-3 = N4-4
= Dmax = 69 кН
в)
Поперечная сила:4-4 = 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:= = = 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:4-4 = ± (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:= -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
cr = · ,
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=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< 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:= 118,5 кН·мe = -0,6+(105,5+13,6)/2=58,95 кН·м= 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
cr = · ,
где
μ
- коэффициент армирования (предварительно
принимается = 0,005)cr = · = 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:
.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 = + 85,2 =
129,2 кПа
P2 = + Pmin = + 85,2 =
137,2 кПа
P3 = + Pmin = + 85,2 =
147,9 кПа
б)
Изгибающие моменты в расчётных сечениях:
M1-1 = b · L12 · = 2,1 ·
1,052 · = 171,17 кН·м
M2-2 = b · L22 · = 2,1 ·
0,752 · = 88,9 кН·м
M3-3 = b · L32 · = 2,1 ·
0,452 · = 32,77 кН·м
в)
AS1-1 = = = 3,93
см2
AS2-2 = = = 6,66 см2
AS3-3 = = = 3,94 см2
Минимальный процент армирования для изгибаемых элементов равен 0,05%.
Коэффициент
армирования
Сечение
1-1:
Сечение
2-2:
Сечение
3-3:
Сечение 1-1 является наиболее опасным.
Принимаю армирование: 14 Ø 14 А300с (AS = 21,55 см2), шаг 150 мм
4.5 Расчёт арматуры подошвы фундамента в направлении Б
а) Изгибающие моменты в расчётных сечениях:
М4-4 = 0,125 · РСР · а · (b - bкол)2 = 0,125 · 121,2 · 2,7 ·
(2,1 - 0,6)2 = 92,03 кН·м
М5-5 = 0,125 · РСР · а · (b - b1)2 = 0,125 · 121,2 · 2,7 ·
(2,1 - 1)2 = 49,5 кН·м
М6-6 = 0,125 · РСР · а · (b - b2)2 = 0,125 · 121,2 · 2,7 ·
(2,1 - 1,6)2 = 10,2 кН·м
в) AS4-4 = = =
2,11 см2S5-5 = =
= 3,71 см2S6-6 = = =
1,76 см2
Принимаю:
18
Ø 10 А300с (AS = 14,13 см2), шаг 150 мм
4.6 Расчёт продольной вертикальной арматуры
M7-7 = M + Q · hст+ = 101,02 - 10,9 · 0,65+38,6*0,6 =
117,1 кН·м
N7-7 = N + γf · Vст · ρж.б. = 495,4+38,6 + 1,1 · (1,2 · 1,0 ·
0,65) · 25 = 555,45 кН
е0 = M7-7 / N7-7 = 117,1 / 555,45 = 0,21 м = 21 см
е
= е0 + - а = 21 + - 5 = 76
см
Определяем
положение нейтральной оси:
Rb · bf’ · hf’ = 1,15 · 100 · 25 = 2875 кН > N =
555,45 кН → нейтральная ось проходит в полке;
х
= N / Rb · b = 555,45 / 1,15 · 100 = 4,83 см → имеет место
первый случай внецентренного сжатия.S = AS’ = = = < 0
Армирование
принимается конструктивно из условия:Smin =
0,0005 · bf’ · h = 0,0005 · 120 · 100 = 6 см2
Принимаю:
5
Ø 16 А300с (AS = 10.05 см2)
4.7
Расчёт поперечной арматуры стакана фундамента
ASW =
, где
ΣZSW -
сумма расстояний от дна стакана до каждой ниже лежащей сетки;
ΣZSW =
15 + 35 + 55 + 75 = 180 см
ASW =
= 2.9 см2
Принимаю:
4
Ø 10 А300с (AS = 3.14 см2)
Прочности
на продавливание достаточно!
5. Расчет предварительно напряженной подкрановой балки
Мостовой кран грузоподъёмностью 150/30 кН, L=16.5.Группа режима работы 5 к.База крана 4400 мм,ширина 6300
мм.
Расчётная схема подкрановой балки.
при ширине сечения колонн 400 мм и ширине опорной закладной детали балки
200 мм определяем расчётный пролёт:
ns=0,85
- коэффициент сочетания усилий, зависит от количества кранов;
kf -
коэффициент, определяющий положение сечения (для середины пролета kf=1)
k1 - определяется по таблице (прилож. 5 Барашиков)
кН/п.м.
кН/п.м.
k1=0,35
k0=1,68 - из таблицы.
Расчёт
прочности по нормальным сечениям
исходные
данные:
Бетон
В 40
Арматура
ø
15 К-7
Рабочая
высота h0=1000-120=880
мм,
Исходя
из условий трещиностойкости и деформативности, полученную площадь арматуры
увеличивают на 30%.
ø15 К-7 - Аsp=1,416см2;
ø15 К-7 - Аsp=5,66см2;
Asp’=0,2∙ Аsp=0,2∙5,66=1,13
см2;
Принимаем:
2 ø15
К-7 - Аsp’=2,83см2;
Геометрические характеристики сечения:
- Площадь бетона:
Площадь
всей арматуры:
-
Статический момент инерции относительно нижней грани:
-
Координаты центра тяжести сечения:
Осевой
момент инерции приведенного сечения:
-
Моменты
сопротивления приведенного сечения:
Относительно
нижней грани
Относительно
верхней грани
Расстояние
до ядровых точек:
,
Определение потерь предварительного напряжения
Потери могут быть первые и вторые. Первые потери учитывают
кратковременное их проявление, а вторые учитывают длительное проявление.
К первым потерям относятся:
· Потери от релаксации арматуры (σ1);
· Потери от температурного перепада (σ2);
· Потери от обжатия шайбы (σ3);
· Потери от трения арматуры в каналах (σ4);
· Потери от деформации форм (σ5).
σ6 - потери
от быстро натекающей ползучести.
Для
вычисления потерь от быстро натекающей ползучести необходимо определить усилие
предварительного обжатия, а затем вычислить значение напряжений в бетоне в
уровне верхней и нижней грани.
Р01
- первые потери;
Р02
- с учетом всех первых потерь;
Р03
- с учетом всех потерь;
при
при
σbp
- напряжение на уровне арматуры;
Rbp -
«отпускная» прочность бетона (прочность, при которой отпускается арматура) Rbp=(0,7…0,9)R. Класс бетона В40 Rbp=0,9∙40=36МПа.
Суммарные
напряжения в арматуре после учета первых пяти потерь.
Усилие
предварительного обжатия P01:
Эксцентриситет этой силы относительно центра тяжести:
Напряжение
обжатия в бетоне на уровне арматуры :
Напряжение
обжатия в бетоне на уровне арматуры :
-
Потери от быстронатекающей ползучести
Предварительно
определим коэффициент :
, примем
-
передаточная прочность бетона
-
кубиковая прочность бетона
Так
как ,
-
коэффициент учитывающий тепловую обработку бетона
Первые
потери с учетом быстронатекающей ползучести:
Внизу
Вверху
Напряжение
в арматуре с учетом первых потерь:
Напряжение
в ненапрягаемой арматуре:
Ненапрягаемая
арматура первоначально испытывает напряжение только от ползучести:
Усилие
обжатия бетона с учетом первых потерь:
Считаем,
что эксцентриситет этой силы не изменился и остался равным
Напряжение
обжатия в бетоне на уровне арматуры :
Напряжение
обжатия в бетоне на уровне арматуры :
Вторые
потери предварительного напряжения:
От
усадки бетона
(при
натяжении на упоры и бетоне класса В40)
От
ползучести бетона
При
-
коэффициент учитывающий тепловую обработку бетона
Окончательно
вторые потери:
Внизу
Вверху
Полные
потери:
Напряжение
в ненапрягаемой арматуре:
Усилие
обжатия бетона с учетом всех потерь:
Усилие
обжатия бетона с учетом коэффициента ,
учитывающий
неточность натяжения арматуры:
Расчет
прочности балки от тормозных сил:
Примем
что на изгиб от силы торможения работает только верхняя полка подкрановой балки.
Максимальный момент при торможении:
Тser=
T=1.1*5.5=6.05кН
Определим
относительную высоту сжатой зоны бетона:
Определим
максимальный момент, который может воспринять полка от действия горизонтальных
сил:
(Прочность
обеспечена)
Расчет прочности наклонного сечения подкрановой балки
поперечный рама колонна нагрузка
Опорная реакция:
Определим
поперечную силу для двух сечений:
В
сечении 1-1
Расчет
элементов на действие поперечной силы по наклонной
трещине
производится по следующей формуле:
Определим
поперечное усилие воспринимаемое бетоном в сечении I-I:
(значит,
прочности бетона недостаточно для восприятия поперечного усилия и поперечная
арматура требуется по расчету)
Определим
коэффициент , учитывающий влияние сжатых полок в тавровых
сечениях:
Определим
коэффициент , учитывающий влияние продольных сил
(сил
предварительного напряжения):
Сумма
Примем
хомуты , с шагом стержней
Определим
погонную несущую способность хомутов:
Для
хомутов установленных по расчету должно выполнятся условие:
Определим
проекцию наклонной трещины:
Примем
Определим
поперечное усилие воспринимаемое хомутами в сечении I-I:
В
сечении 2-2
Определим
поперечное усилие воспринимаемое бетоном в сечении II-II:
(значит,
прочности бетона достаточно для восприятия поперечного усилия и поперечная
арматура принимается конструктивно)
Т.е.
конструктивно устанавливаем хомуты с
принятым шагом
Расчет
подкрановой балки на трещиностойкость
,где
- момент
внешних сил
- момент
воспринимаемый сечение при образовании трещины
-
расчетное сопротивление бетона растяжению погруппе
- момент
сопротивления приведенного сечения для крайнего растянутого волокна
- момент
от усилия (усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь
предварительного напряжения) относительно нейтральной оси и проходящей через
ядровую точку наиболее удаленную от растянутой зоны.
Т.е.
трещины не образуются
Расчет подкрановой балки по деформациям
Расчет
подкрановой балки на прогиб производится при и
Деформации
(прогибы) элементов железобетонных конструкций следует вычислять по формулам
строительной механики, определяя входящие в них значения кривизны.
Определим
изгибающий момент от постоянной нагрузки:
Определим
изгибающий момент от крановой нагрузки:
Определим
кривизну от кратковременной нагрузки:
-
коэффициент, учитывающий влияние кратковременной ползучести бетона и
принимаемый для тяжелого бетона.
Определим кривизну от длительной нагрузки:
-
коэффициент, учитывающий влияние длительной ползучести бетона при влажности
воздуха окружающей среды .
Определим
кривизну от предварительного напряжения:
Определим
прогиб для случая кратковременного раскрытия трещин от полной расчетной
нагрузки, увеличив значения кривизн на:
При
соотношении , учитывается влияние поперечных сил
Относительный прогиб составит:
Расчет
подкрановой балки на выносливость
Расчет
ведем от одного крана при
Момент
от собственного веса балки и рельса:
Момент
от одного крана в середине пролета:
Суммарный
момент:
Усилит
обжатия бетона при
,
Напряжение
обжатия в бетоне в крайнем нижнем волокне:
Напряжение
обжатия в бетоне в крайнем верхнем волокне:
Напряжение
в бетоне от внешней нагрузки с учетом предварительного напряжения:
при
наличии крана внизу:
при
наличии крана вверху:
при
отсутствии крана внизу:
при
отсутствии крана вверху:
Определим
коэффициент ассиметрии циклов напряжений:
Согласно
СНиП табл.16 коэффициент условий работы при многократно повторяющейся нагрузки:
, для тяжелого бетона при естественной влажности.
Определим
максимально допустимое напряжение в бетоне:
Выносливость
по бетону достаточна.
Напряжения
в растянутой арматуре после окончания обжатия бетона:
-
коэффициент приведения напряжений в бетоне к напряжениям в арматуре с учетом
неупругих деформаций бетона.
Определим
напряжение в арматуре от внешней нагрузки учетом предварительного напряжения:
при
наличии крана:
при
отсутствии крана:
Определим
коэффициент ассиметрии цикла:
Согласно
СНиП табл.25 коэффициент условий работы арматуры при многократно повторяющейся
нагрузки: , для арматуры К-7.
Определим максимально допустимое напряжение в арматуре:
Выносливость
по арматуре обеспечена
6. Расчёт балки покрытия
Балка
изготавливается из бетона М500 с тепловой обработкой. Армирование выполняется
из канатов . Поперечная арматура А300. Сварные сетки из стали
Вр-1. Конструктивная арматура А 400с.
-
Расчетный
пролет балки
Где
- расстояние от оси здания до торца балки, -расстояние от торца балки до середины опоры.
Сбор
нагрузки на плиту покрытия:
№ п/п
|
Вид нагрузки:
|
Норм-ая, кН/м2
|
γf
|
Расчётная, кН
|
1 2 3
|
А. Постоянная: покрытия: 2,6х6 собственный вес балки: 91:18
Вентиляционные короба и трубопроводы (масса 50 кг/м2) 0,5х6 Итого:
|
15,6 5,06 3 gn =23,66
|
- 1,1 1,2
|
15,6 5,56 3,6 g=24,76
|
|
Б. Временная: Снеговая Длительная 1,04х6
|
6,24
|
1,04
|
6,50
|
|
В. Полная нагрузка: Постоянная и длительная
|
29,9
|
-
|
31,26
|
Всего: gn =29,9
g=31,26
Максимальный момент в середине пролета от полной расчетной нагрузки:
Максимальный
момент в середине пролета от полной нормативной нагрузки:
Наибольшая
поперечная сила от полной расчетной нагрузки:
Определяем
изгибающий момент в расчетном сечении балки на расстоянии 0.37l от
опоры
Предварительный
расчет сечения арматуры. Из условия обеспечения прочности, сечение напрягаемой
арматуры должно быть:
В
сечении на расстоянии 0.37l пролета:
где
где
-расстояние от торца балки до сечения хр=0.37l
Ориентировочное
сечение напрягаемой арматуры из условия обеспечения трещеностойкости:
-
предварительно контролируемое напряжение назначается 0,7х1600=1120мПа=112кН\см2
Применяем
канаты класса 15 К-7.
Количество
канатов:
Армирование
балки:
Верхнюю
полку армируют сварными каркасами К-3 и К-4, состоящими из 2-х продольных
стержней и поперечных с шагом
200мм. Стенку армируют каркасами К-1 и К-2, в два ряда, перепуск сеток в местах
стыков равен 300мм.
Для
обеспечения трещеностойкости и прочности опорного узла поставлены сетки К-5 из
проволоки . Сетки К-5 приняты длиной 50 см.
Закладные
детали М-1 и М-2 выполняют из листовой стали класса с38/23, марки В ст3 со
штырями из арматуры класса А240.