- •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
Постійні навантаження:
1. Вага покрівлі, плит покриття, несучих конструкцій, конструкцій ліхтаря.
G1 = 0,5·(g·l·a + Gліхт.·γf + Gф·γf+ Gпф·γf ) =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;
Gліхт. – маса ліхтаря з врахуванням бортових
елементів та скління;
Gф – маса стропильних конструкцій;
γf – 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·HB.·γ·γf = 0,5·0,6·4,5.·25·1,1 = 37,13 кН,
де:
h, b – поперечний переріз верхньої частини колони;
HB
– висота оголовка
колони;
γf – коефіцієнт надійності за навантаженням.
Навантаження прикладене по осі оголовка, тому ексцентриситет дорівнює нулю.
3.Навантаження від верхніх стінових панелей
G3 = ΣGПАН.·γf = 2*115·1,2 = 276 кН;,
де:
GПАН – сумарна маса панелей, розміщених над верхнім заскленням;
Ексцентриситет прикладення сили G3 по відношенню до центру ваги оголовка колони е3.
е3 = -0,5·(hпан + hв) = -0,5·(0,3 + 0,6) = -0,45 м.
η3 = hв / H = 0,6/12,6 = 0,047;
4. Вага підкранової балки з конструкцією шляху.
G4 = (GБ.+ 1,5·l)·γf = (117,5 + 1,5·12)·1,1 =149 кН,
де:
GБ – 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 = ΣGПАН.·γf + 0,4·a·h· γf= 115·2·1,2 + 0,4·3,6·12·1,1 = 295 кН ,
де:
γf – 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·(hпан + hн) = -0,5·(0,3 + 1,3) = -0,8м.
η5= 0,47;
6. Навантаження від маси нижньої частини колони.
G6 = GСТ.·γf – 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.
VS = 0,5·l·a·S·γf=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;
γf – приймаємо 1,4.
Ексцентриситет прикладання навантаження: е1 = 0,1 м.
2. Навантаження від кранів.
Розрахунковий вертикальний максимальний тиск одного колеса крану
Vv = Vnv· γf ·kdyn=185·1·1,2=222 кН ,
де:
Vnv –максимальний нормативний тиск колеса крану;
γf – приймаємо 1,1;
kdyn – коефіцієнт динамічності, приймаємо 1,0;
Розрахункова горизонтальна поперечна дія коліс крану:
Vh = 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 kc = 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
- характеристичнезначеннявітровоготиску,=0,4кН/м2;(1 район)
= 1, = 1,= 1,= 1.
Сh5=1,4 Сh10=1,8 Сh12.6=1,84 Сh16.8=1,9
Ce3=0.54
Розрахунковівеличинивітровоготиску:
Напор
На відмітці5.0 м=1,04∙0,4∙0,8∙1,4=0,47кН/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 повысотіколони
Розрахунковаравномірно розподіленневітровенавантаження
Вітрове зосереджене навантаження зверху стійки
Геометричні характеристики колони рам
момент інерції верху колони:
момент інерції підкранової частини:
- момент інерції гілки підкранової частини:
Інформація для розрахунку крайньої стійки.
Таблиця 9.
№ 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 |
Розрахункові сполучення зусиль для крайніх стійок Таблиця 10.
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 |
РОЗРАХУНОК ДВОГІЛКОВОЇ КОЛОНИ КРАЙНЬОГО РЯДУ
Вихідні данні для розрахунку:
Висота стійки від верхнього обрізу підколонника Н = 12,6 м;
Висота надкранової частини Нв = 4,5м;
Висота підкранової частини Нн = 8,1 м;
Відстань між розпорками s = 1,4 м;
Відстань між осями гілок с = 1,05м;
Бетон класу В20 Rb = 11,5 МПа;
Початковий модуль пружності при пропарюванні Eb = 24·103 МПа;
Повздовжня арматура 16 А400С Ry = 365 МПа;
Модуль пружності арматури класу А400С Rs = 20·104 МПа;
Надкранова частина колони, переріз 2 – 2
В перерізі 2-2 діють три комбінації розрахункових зусиль.
Комбінації зусиль з урахуванням n Таблиця 11.
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 :
Ml = 0,95·M21 = 0,95·0,2= 0,19 кН·м;
Nl = 0,95·N21 = 0,95·903,9 = 858,7кН;
Rb = b2·Rb = 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·Hв = 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 = 20,1см;
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:
M1l = Ml + Nl·(h0 – a’)/2 = 95 + 858,7·(57–3)/2 = 23232,4 кН∙см
Коефіцієнт який враховує тривалість дії навантаження для важких бетонів:
= 1+M1l/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 – 0,01Rb· = 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:
IS = ·A·(h/2-a)2 = 0,006·50·60·(60/2 –3)2 = 13122см4;
Відношення = ES/Eb = 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 = 52,73см;
Характеристика стиснутої зони бетону:
w = 0,85 – 0,008·Rb=0,85 – 0,008·12,65 = 0,75;
Гранична відносна висота стиснутої зони:
Відносна величина поздовжньої сили:
n = N/Rb·b·h0 = 858,7/1,265·50·57 = 0,24 < 0,63 – випадок великих ексцентриситетів;
m = N·e/Rb·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:
AS = A’S = ·b·h0/2 = 0,002·50·57/2 = 2,85 см2;Приймаємо конструктивно316А400С AS = 6,03;Рис.7 Поперечний розріз надкрановоі частини колони
Підкранова частина колони, переріз 4–4
В перерізі 4-4 діють три комбінації розрахункових зусиль.
Комбінації зусиль з урахуванням n Таблиця 12.
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 :
Ml = 0,95·M43 = 0,95·82= 77,9 кН·м;
Nl = 0,95·N43 = 0,95·1439,4= 1367,43 кН·м;
Rb = b2·Rb = 1,1·11,5 = 12,65 кН;
Розрахункова довжина підкранової частини колони без врахування кранового навантаження при
розрізних підкранових балках та багатопролітних будівель:
l0 = ψ·HН = 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 = 50,4см;
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:
M1l = Ml + Nl·с/2 = 77,9 + 1367,43·1,05/2 = 795,8кН∙см
Коефіцієнт який враховує довго тривалість дії навантаження:
φl = 1 + M1l/М1 = 1 + 795,8/1405,6=1,57
Відносний ексцентриситет:
δе = е0/h = 50,4/130 =0,38;
Граничне значення відносного ексцентриситету:
δe,min =0,5-0,01·l0/h – 0,01·Rb = 0,5 – 0,01·990/130 – 0,01·12,65 = 0,45;
Приймаємо: δе =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:
=( AS + A’S ) /b·d= 0,006; = ES/Eb = 8,3;
IS,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 Nbл = -5,03 кН
в правій гілці Nbп = 1372,47 кН
Згинаючий момент в гілках колони:
Mb= Q·s/4 = 99,94∙ 1,4/4 = 34,98кН·м
Розрахунок правої гілки на позацентровий стиск
Відносна величина поздовжньоі сили
n=N /Rb 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·Rb=0,85 – 0,008·12,65 = 0,75;
Гранична відносна висота стиснутої зони:
Так як
маємо випадок малих ексцентриситетів.
Ексцентриситет поздовжньоі сили
e0 = Mb/Nb,n=3498/1372,47=2,55см
Ексцентриситет відносно центра тяжіння розтягнутоі арматури
e = e0+0,5h-a=2,55+0,5·25-3=12,05см
Відносний момент:
m = N·e/Rb·b·h02 = 1372,47·12,05/1,265·50·222 = 0,54;
= а’/h0 = 3/22 = 0,14;
Коефіцієнт
α==
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:
AS = A’S = min ·b·h0/2 = 0,001·50·22/2 = 0,55 см2;
Приймаємо конструктивно 316А400С AS = 6,03 см2;
Розрахунок лівоі гілки на позацентровий стиск
Ексцентриситет поздовжньої сили: e0 = Mв/Nв.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 AS = 6,03 см2;
Несуча здатність підкранової частини колони в площині, перпендикулярній площі згину.
Розрахункова довжина при наявності поздовжніх пов’язей:
l0 = 0,8·HH = 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 = HН/600 = 810/600 = 1,35 см;
e0 > 1 см.
Приймаємо більше значення: e0 = 1,67 см;
Ексцентриситет рівнодіючої відносно арматури АS:
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∙ Nl = 0,95·1439,4 = 1367,43 кН;
Момент сил відносно центра ваги арматури:
М1 = N·e = 1981,32·23,67 = 46898 кН·м;
М1l = Nl·e = 1367,43·23,67= 32367 кН·м;
Коефіцієнт: l = 1+M1l/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·Rb = 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 AS = 8,04 см2;
IS = 2·AS·(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/Rb·b·h0 = 1981,32/1,265·50·47 = 0,66 > 0,58 – випадок малих ексцентриситетів;
m = N·e/Rb·b·h02 = 1981,32·23,67/1,265·50·472 = 0,34;
= а’/h0 = 3/47 = 0,064;
Коефіцієнт
α==
Відносна висота стиснутоі зони
Площа симетричної арматури:
Приймаємо конструктивно 416А400С AS = 8,04 см2;
Розрахунок розпірки.
Згинальний момент в розпірці:
MP = Q·s/2 = 99,94·1,4/2 = 69,96 кН·м;
h0 = h – a = 40 – 3 = 37 см;
Площа симетричної арматури: ;
Приймаємо 316А400С AS = 6,03см2;
Поперечна сила: QР = 2·МР/с = 2·69,96/1,05 = 133,26 кН;
При класі бетона В20 розраханковий опір на розтяг Rbt=0,9МПа.
Поперечна сила яка сприймається бетоном розпірки при φb3= 0,6:
Qb = φb3·γb2·Rb·b·h0 = 0,6·1,1·0,09·50·37 = 109,89 кН;
Так як QР> Qb, необхіден розрахунок поперечноі арматури.
Приймаємо у розпорці двухсрізні хомути 26А240С з кроком 150 мм.Розрахунковий опір поперечноі арматури Rsw=175МПа. Поперечна сила, сприймаєма на одиницю довжини розпорки:
qsw
Поперечна сила ,сприймаєма хомутами і бетоном розпорки:
Qwb=
Міцність похилих перерізів розпорки забезпечена.