Подякувати Студентському архіву довільною сумою
Admin
26.02.2023 12:38
Дякуємо, що користуєтесь нашим архівом!
Інформація про навчальний заклад
ВУЗ:
Національний університет Львівська політехніка
Інститут:
Інститут будівництва та інженерії довкілля
Факультет:
Не вказано
Кафедра:
Не вказано
Інформація про роботу
Рік:
2007
Тип роботи:
Пояснювальна записка до курсового проекту
Предмет:
Будівельні конструкції
Група:
К
Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):
Міністерство освіти і науки України
Національний університет „Львівська політехніка”
Інститут будівництва та інженерії довкілля
Кафедра будівельних конструкцій та мостів
Пояснююча записка
до курсового проекту
«Залізобетонні конструкції»
Львів-2007
З М І С Т
1.Компонування конструктивної схеми залізобетонного каркасу 4
1.1 Визначення висот 4
1.2 Горизонтальні розміри і прив’язки 4
2. Збір навантажень на раму 10
2.1 Постійні навантаження 10
2.2 Тимчасові навантаження 11
3. Розрахунок конструкції покриття 14
3.1. Дані на проектування 14
3.2. Визначення навантажень на ферму 14
3.3. Визначення зусиль в елементах ферми 15
3.4. Визначення зусиль в елементах ферми 17
4. Розрахунок попередньо напруженої підкранової балки прольотом 12 м. 30
4.1. Дані на проектування . 30
4.2. Розрахунковий проліт та навантаження. 31
4.3. Зусилля в перетинах балки від діючих навантажень. 31
4.4. Попередній розрахунок на міцність нормальних перетинів. 34
4.5. Геометричні характеристики перетину балки. 35
4.6. Визначення попереднього напруження арматури і його втрати. 37
4.7. Кінцевий розрахунок на міцність нормальних перетинів по згинальному моменту від вертикального навантаження. 39
4.8.Розрахунок на міцність нормальних перетинів від горизонтального навантаження. 39
4.9. Розрахунок на міцність похилих перетинів на поперечну силу. 40
4.10. Розрахунок на міцність похилих перетинів по згинальному моменту. 44
4.11. Розрахунок нормальних перетинів по утворенню тріщин в стадії виготовлення. 45
4.12. Розрахунок нормальних перетинів по утворенню тріщин. 46
4.13. Розрахунок похилих перетинів по утворенню тріщин. 48
4.14. Розрахунок нормальних перетинів на короткочасне розкриття тріщин. 50
4.15. Розрахунок по закриттю тріщин, нормальних до поздовжньої осі. 51
4.16. Розрахунок прогинів балки. 52
4.17. Розрахунок на витривалість перетинів, нормальних до поздовжньої осі елемента. 53
4.18. Розрахунок на витривалість похилих перетинів. 55
5. Розрахунок поперечної рами. 58
5.1.Статичний розрахунок поперечної рами. 58
5.2. Розрахунок і конструювання колони. 62
5. Література. 68
Додаток: три робочих креслення формату А-2.
Згідно з виданого завдання на курсове проектування з дисципліни «Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій» кафедрою «Будівельні конструкції та мости» необхідно запроектувати та розрахувати поперечну раму промислового будинку за такими даними:
призначення будинку - промисловий;
відмітка кранової рейки - 8,7 м;
довжина будинку - 120 м;
прогін будинку - 24 м;
вантажопідйомність крану 2хQ=20 т;
район будівництва - м. Житомир;
крок рам - 12 м;
будинок опалюваний .
1.Компонування конструктивної схеми залізобетонного каркасу
1.1 Визначення висот
Висота підкранової частини колони:
Нн = hвпр – hкр – hпб + 150 + Наh = 8700 – 120 – 1400 + 150 + 900 = 8230 мм,
де hвпр = 8700 мм – відмітка верху підкранової рейки,
hкр = 120 мм – висота підкранової рейки КР-70,
hпб = 1400 мм – висота підкранової балки (крок рам 12 м),
Наh – глибина занурення колони в фундамент. Приймається більше значення за формулами: Наh = 0,5 + 0,33 hс2 = 0,9 м;
Наh = 1,5b = 0,75 м.
150 мм – заглиблення колони нижче рівня підлоги цеху.
Висота надкранової частини колони:
Нв = hпб + hкр + hМК +100 = 1400 + 120 + 2400 + 100 = 4020 мм,
де hМК = 2400 мм – висота мостового крана,
100 мм – мінімальний зазор між верхом крана і низом ферми покриття.
Загальна висота колони:
Н = Нн + Нв = 8230 + 4020 = 12250 мм,
Висота колони від рівня підлоги споруди:
Нк = Н – Наh – 150 = 12250 – 900 – 150 = 11200 мм,
1.2 Горизонтальні розміри і прив’язки
Для покриття прольоту будинку, який складає 24 м, проектуємо залізобетонну ферму з паралельними поясами.
Враховуючи те, що висота колони від рівня підлоги більше 10.8 м, приймаємо прив’язку до краю колони 250 мм.
Споруду ділимо на два температурні блоки, довжиною 60 м кожний.
Поперечні перерізи колон:
Надкранова частина - hс1 = 600 мм, bк = 500 мм;
Надкранова частина - hс2 = 1200 мм, bк = 500 мм.
Оскільки висота колони від рівня підлоги більше 10.8 м, приймаємо підкранову частину колони наскрізну. Висота перерізу вітки колони h = 250 мм, відстань в осях між розпірками приймається в межах (8...10)h = 2200 мм, висоту перерізу розпірки (1,5...2)h = = 400 мм
Визначимо величину зазору між краном і внутрішньою гранню колони:
λ = В + с + hс1 – 250,
де λ – прив’язка підкранової балки (λ = 250 мм);
В – габарит крана (В = 260 мм);
250 мм – прив’язка осі до краю колони.
с = λ – В – hс1 + 250 = 750 – 260 – 600 + 250 = 140 мм > сmin = 60 мм.
Рис. 1 План споруди
Рис. 2 Поперечний перетин цеху
Рис. 3 План зв’язків і поздовжній перетин споруди
Рис. 4 Конструкція наскрізної колони каркасу
Рис. 5 Прийняті прив’язки і ексцентриситети
2. Збір навантажень на раму
2.1 Постійні навантаження
Таблиця1. Постійні навантаження від конструкцій покриття
№
Вид навантаження
Нормативне навантаження Н/м2
Коефіцієнт надійності γf
Розрахункове навантаження Н/м2
1
З/б ребристі плити 3х12 м
2050
1,1
2255
2
Пароізоляція
50
1,3
65
3
Газобетон
400
1,2
480
4
Асфальтна стяжка
350
1,3
455
5
3 шари рубероїду
150
1,3
195
∑
3000
3450
Розрахункове навантаження від покриття:
Ng = (g∙b∙L/2 + γf ∙G/2) ∙ γn = (3,45∙12∙24/2 + 1,1∙120/2) ∙0,95 = 534,66 кН,
де g = 3,45 кН/м2 – розрахункове навантаження від покриття (табл. 1),
b = 12 м – крок рам,
L = 24 м – прогін будинку,
G = 120 кН – власна вага ферми,
γf = 1,1 – коефіцієнт надійності за матеріалу,
γn = 0,95 – коефіцієнт надійності за призначенням споруди.
Ексцентриситет прикладання сили:
е1 = 250 + 175 - hс1/2 = 250 + 175 – 600/2 = 125 мм
М1 = Ng ∙ е1 = 534,66 ∙ 0,125 = 66,83 кНм
Власна вага надкранової частини колони:
Ng1 = (γf ∙ρ∙ bк∙ hс1∙Нв) ∙ γn = (1,1∙25∙0,5∙0,6∙4,02) ∙0,95 = 31,51 кН,
де ρ = 25 кН/м3 – питома вага залізобетону
Момент на рівні низу надкранової частини:
М2 = (Ng + Ng1) ∙ е2 = (534,66 + 31,51) ∙ 0,3 = 169,85 кНм,
де е2 = hс2/2 – hс1/2= 1200/2 – 600/2 = 300 мм
Постійне навантаження конструкцій покриття та власної ваги колони на рівні низу колони:
Ng2 = Ng + (Nн + Ng1) = 534,66 + (46,81 + 31,51) = 612,98 кН, де
Nн = γf ∙ γn ∙ρ∙ bк∙(h∙Нн + 0,98∙0,7 + 3∙0,4∙0,7) =1,1∙0,95∙25∙0,5∙(0,25∙8,23+ 0,98∙0,7 + 3∙0,4∙0,7)= = 46,81 кН.
Навантаження від стінового огородження
Приймаємо стінові панелі товщиною hw = 300 мм.
Ексцентриситет прикладання стінового навантаження:
верхня частина колони – ев3 = hw/2 + hс1/2= 300/2 + 600/2 = 450 мм
Nвw = (g1∑h1 + g2∙h2)∙b∙ γf ∙γn = (2,5∙(4,8 + 1,2) + 0,4∙2,4) ∙12∙1,1∙0,95 = 200,14 кН,
де g1 = 2,5 кН/м2 – вага 1 м2 стінових панелей;
∑h1 = 6 м – висота стінових панелей у надкрановій частині колони;
g2 = 0,4 кН/м2 – вага 1 м2 зашклення;
h2 = 2,4 м – висота вікон у надкрановій частині колони.
Мв3 = Nвw ∙ ев3 = 200,14 ∙ 0,45 = 90,06 кНм
нижня частина колони – ен3 = hw/2 + hс2/2= 300/2 + 1200/2 = 750 мм
Nнw = (g1∙h1 + g2∙h2)∙b∙ γf ∙γn = (2,5∙1,2 + 0,4∙6) ∙12∙1,1∙0,95 = 67,72 кН,
Мн3 = Nнw ∙ ен3 = 67,72 ∙ 0,75 = 50,79 кНм
2.2 Тимчасові навантаження
Снігове навантаження
Для 5-го снігового району нормативне снігове навантаження становить so= 1,6 кН/м2. Коефіцієнт надійності за навантаженням γf = 1, коефіцієнт, що враховує нахил покрівлі μ=1.
Розрахункове снігове навантаження:
s = γf∙ μ∙ so = 1∙1∙1,6 = 1,6 кН/м2
Також необхідно врахувати снігові мішки біля парапету (додаток Ж, ДБН В.1.2-2 «Навантаження і впливи») :
,
де h – парапетний виступ. Тому снігові мішки можна не враховувати.
Загальне снігове навантаження:
Ns = s ∙L/2 ∙b ∙ γn = 1,6∙24/2 ∙12∙0,95 = 218,88 кН,
Ексцентриситет цієї сили еs = 125 мм
Крутний момент від снігового навантаження:
Мs = Ns ∙ еs = 218,88 ∙ 0,125 = 27,36 кНм
Вітрове навантаження
Будинок знаходиться в 3-му вітровому районі і ω0 = 0,5 кН/м2. Територію будівництва приймаємо згідно класифікації ДБН В.1.2-2 «Навантаження і впливи» ІV – міські території, на яких принаймні 15% поверхні зайняті будівлями, що мають середню висоту понад 15 м.
Розрахункове вітрове навантаження:
Оскільки покриття по фермі з паралельними поясами, то коефіцієнт аеродинамічності Се для надвітряної сторони становить 0,8, а для підвітряної – 0,6.
Зміна тиску вітру по висоті відображається за допомогою коефіцієнта Ch, який знаходиться із графіку ДБН. Для ІV території до висоти 17 м Ch=1.55.
Рівномірно розподілене вітрове навантаження по всій висоті колони:
Зосереджена сила, прикладена до верху колони:
Рівномірно розподілене вітрове навантаження по всій висоті колони з підвітряної сторони:
Зосереджена сила, прикладена до верху колони:
Кранове навантаження
Вантажопідйомність крана Q = 20 т
Крок рам 12 м
Довідкові дані про кран:
Hк = 2400 мм
В1 = 260 мм
В2 = 6300 мм
К = 4400 мм
Gк = 360 кН
Рис. 6 Розрахунок кранового навантаження
Мінімальний тиск коліс:
Розрахункові навантаження за врахування коефіцієнтів надійності:
Нормативне гальмівне зусилля:
Розрахункове гальмівне зусилля:
Вертикальне кранове навантаження на колону від двох зближених кранів з коефіцієнтом поєднання γ=0,85
Dmax = Fmaxγ∑yi = 229,9∙0,85∙2,944=575,3 кН
Dmin = Fminγ∑yi = 62,7∙0,85∙2,944=156,9 кН
Горизонтальне кранове навантаження на колону від двох зближених кранів з коефіцієнтом поєднання γ=0,85
Нmax = Нmaxγ∑yi = 14,63∙0,85∙2,944=36,61 кН
3. Розрахунок конструкції покриття
3.1. Дані на проектування
Ферма проектується попередньо напруженою. Напружена арматура нижнього поясу і другого розкосу з канатів класу К-7 діаметром 15 мм з натягом на упори. Всі інші елементи армуються арматурою класу А ІІІ, хомути класу А І. Бетон важкий класу В40.
Розрахункові характеристики матеріалів:
для бетону класу В40; коефіцієнт умов роботи ;МПа, МПа, МПа, МПа,
для арматури класу А-ІІІ діаметром 10..40 мм МПа, МПа, МПа,
для канату класу К-7 діаметром 15 мм МПа, МПа, МПа,
На балку опираються ребристі плити покриття 3х12 м.
3.2. Визначення навантажень на ферму
Навантаження приймаємо згідно пункту 2.
При визначенні навантажень на ферму приймаємо до уваги те, що відстань між вузлами верхнього поясу ферми складає 3 м. Плити покриття мають ширину 3 м, що забезпечує передачу навантаження від ребер плит на вузли верхнього поясу і виключає можливість впливу місцевого згину.
Таблиця 2. Навантаження на ферму
№
Вид навантаження
Нормативне навантаження Н/м2
Коефіцієнт надійності γf
Розрахункове навантаження Н/м2
Постійна
1
Власна вага покриття
950
1195
3
З/б ребристі плити 3х12 м
2050
1,1
2255
4
Ферма
417
1,1
459
∑
3418
3909
Тимчасове снігове
Короткочасне
1280
1
1280
Тривале
320
1
320
Вузлові розрахункові навантаження по верхньому поясі ферми, кН:
Постійне F1=gabγn=3,909∙12∙3∙0,95=133,68
Короткочасне снігове F2=gabγn=1,28∙12∙3∙0,95=38,3
Тривале снігове F3=gabγn=0,32∙12∙3∙0,95=11,49
Відповідні нормативні навантаження, кН:
Постійне Fn1= 3,417∙12∙3∙0,95=116,86
Короткочасне снігове Fn2 =1,28∙12∙3∙0,95=38,3
Тривале снігове Fn3 =0,32∙12∙3∙0,95=11,49
3.3. Визначення зусиль в елементах ферми
Рис. 7 До розрахунку ферми
Залізобетонна ферма з жорсткими вузлами являє собою статично невизначену систему. На основі досвіду проектування і експлуатації встановлено, що поздовжні зусилля в елементах поясів і решітки ферми мало залежать від жорсткості вузлів. Тому поздовжні зусилля в фермах визначають побудовою діаграми зусиль, приймаючи розрахункову схему з шарнірними з’єднаннями у вузлах. Згинальні моменти, що виникають в жорстких вузлах, дещо знижують тріщиностійкість в елементах ферми, що враховується в розрахунку на тріщиностійкість шляхом введення дослідного коефіцієнту γі=1,15. Зусилля в елементах ферми від одиничного завантаження приведені в табл. 3; знаки зусиль: «+» - при розтягу, «-» - при стиску.
Таблиця 3. Зусилля в елементах ферми від одиничних навантажень
Елемент
Номер стержня з розрахункової схеми
Зусилля, кН
Верхній пояс:
В1
В2
В3
В4
1
2
3
4
0
-6,95
-6,95
-9,4
Нижній пояс:
Н1
Н2
5
6
+3,92
+8,77
Розкоси:
Р1
Р2
Р3
Р4
7
8
9
10
-5,25
+3,92
-2,37
+0,83
Стійки:
С1
С2
С3
11
12
13
-0,5
-1,0
-1,0
Зусилля від навантажень отримують перемноженням одиничних зусиль на значення вузлових навантажень F1. Ці зусилля знаходять від нормативних і розрахункових значень постійних і снігових навантажень. Результати розрахунку занесені в табл. 4.
Таблиця 4. Зусилля в елементах ферми
Елемент
Постійне навантаження
Короткочасне снігове
Тривале снігове
Постійне і повне снігове
Постійне і тривале снігове
нор.
роз.
нор.
роз.
нор.
роз.
нор.
роз.
нор.
роз.
В1
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
В2
-812,2
-929,15
-190,15
-266,19
-57,06
-79,88
-1002,35
-1195,34
-869,26
-1009,03
В3
-812,2
-929,15
-190,15
-266,19
-57,06
-79,88
-1002,35
-1195,34
-869,26
-1009,03
В4
-1098,48
-1256,7
-257,18
-360,02
-77,17
-108,04
-1355,66
-1616,72
-1175,65
-1364,74
Н1
458,1
524,06
107,25
150,14
32,18
45,06
565,35
674,2
490,28
569,12
Н2
1024,9
1172,46
239,95
335,89
72,0
100,8
1264,85
1508,4
1096,9
1273,26
Р1
-613,52
-701,87
-143,64
-201,08
-43,1
-60,34
-757,16
-902,95
-656,62
-762,21
Р2
458,1
524,06
107,25
150,14
32,18
45,06
565,35
674,2
490,28
569,12
Р3
-276,96
-316,85
-64,84
-90,77
-19,46
-27,24
-341,8
-407,6
-296,42
-344,09
Р4
97,0
111,0
22,71
31,79
6,81
9,54
119,71
142,79
103,81
120,54
С1
-58,43
-66,85
-13,68
-19,15
-4,11
-5,75
-72,11
-86,0
-62,54
-72,6
С2
-116,86
-133,69
-27,36
-38,3
-8,21
-11,49
-144,22
-171,99
-125,07
-145,18
С3
-115,86
-133,66
-27,36
-38,3
-8,21
-11,49
-144,22
-171,99
-125,07
-145,18
3.4. Розрахунок січень елементів ферми
Комплекс розрахунку залізобетонної ферми складається з розрахунку січень верхнього і нижнього поясів, стиснутих і розтягнутих розкосів по граничних станах першої і другої груп на дію зусиль від навантажень, зусиль обтиску, зусиль, що виникають в процесі монтажу.
Верхній пояс
Розрахунок верхнього поясу проводимо по максимальному зусиллю (елемент В4) N=1616,72 кН.
Ширину верхнього поясу приймаємо із умови опирання плит покриття прольотом 12 м – 280 мм. Визначаємо орієнтовно необхідну площу січення стиснутого поясу:
Призначаєм розміри січення верхнього поясу b∙h = 28х25 см з А=700 см2> 613,32 см2.
Випадковий ексцентриситет еа≥l|600=300/600=0,5 см, де l=300 см – відстань між вузлами ферми; еа≥h/30=25/30=0,83 см; еа≥1 см. Приймаєм е0=еа=1 см. При еа<1/8 h=25/8=3,125 см l0=0,9l=0,9∙300=270 см. Максимальна гнучкість січенння рівна l0/h=270/25=11,6>4. Необхідно враховувати вплив прогину елемента на його міцність.
Умовна критична сила:
І=28∙253/12=36458,3 см4;
φl=1+βM1l/М1=1+1∙1616,72/137,42=1,777, β=1 (важкий бетон); M1l=Ml+Nl(h0-a)/2= =0+1256,7(0,21-0,04)/2=1616,72 кН∙м; М1=0+1616,72(0,21-0,04)/2=137,42 кН∙м; δе=е0/h= =0,01/0,25=0,04; δе,min=0,5-0,01∙270/25-0,01∙0,9∙22=0,194; δе< δе,min приймаєм δе=0,194;
α=Еs/ЕB=200000/32500=6,154; при μ=0,024 (перше наближення) Is=μbh0(0,5h-a)2= =0,024∙28∙21(0,5∙25-4)2=1019,6 см4.
Коефіцієнт η=1/(1-N/Ncr)=1/(1-1616,72/4565,9)=1,548; відстань е=еη+0,5h-а=1∙1,548+0,5∙25- -4=10,05 см.
Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону при γВ2=0,9.
;
ω=0,85 – 0,008γВ2Rb=0,85 – 0,008∙0,9∙22=0,6916.
;
δ=а/n=4/21=0,1904
;
В даному випадку ξ=0,905>ξR=0,485 армування приймаєм симетричне.
Коефіцієнт армування μ=(2∙6,67)/(28∙21)=0,028, що незначно відрізняється від прийнятого значення.
Приймаєм 4Ø22 А-ІІІ з А=15,2 см2.
Розрахунок січення поясу з площини ферми не виконують, тому що всі вузли ферми розкріплені.
Нижній пояс
Розрахунок міцності виконуєм на розрахункове зусилля для панелі Н2. Вихідні дані: нормативне значення зусилля від постійного і повного снігового навантаження Nп=1264,85 кН; нормативне значення зусилля від постійного і тривалого снігового навантаження N=1096,9 кН; розрахункове значення від постійного і повного снігового навантаження N=1508,4 кН.
Визначаємо площу січення розтягнутої напруженої арматури:
.
Приймаєм 10 канатів Ø15 класу К-7, А=14,15 см2 (з умов тріщиностійкості), січення нижнього поясу 28х24 см. Напружена арматура обрамлена хомутами. Поздовжня арматура каркасів зі сталі класу АІІІ (4Ø10 АІІІ з Аs=3,14 см2). Сумарний відсоток армування:
Приведена площа січення Аred=А+∑А=28х24+14,15∙5,54+3,14∙6,15=769,7см2, де
α1=Еs/ЕB=180000/32500=5,54; α1=Еs/ЕB=200000/32500=6,15.
Розтягнутий розкіс
Розтягуюче зусилля в розкосі: нормативне значення зусилля від постійного і повного снігового навантаження Nп=565,35 кН; нормативне значення зусилля від постійного і тривалого снігового навантаження N=490,28 кН; розрахункове значення від постійного і повного снігового навантаження N=674,2 кН.
Напружена арматура розкосу 5Ø15 класу К-7 (що заводиться із нижнього поясу) з площею А=7,075 см2. Кут повороту осі θ=0,66 при куті α=37,8о. Натяг виконується на упори, спосіб натягу – механічний. Необхідна площа січення арматури із умов міцності січення:
Аs=674,2∙1000/1,15∙1080∙100=5,42 см2 < 7,072 см2.
Отже, прийнятої арматури достатньо.
Назначаємо січення розкосу 28х16 см.
Розрахунок нижнього поясу на тріщиностійкість
Елемент відноситься до 3-ї категорії тріщиностійкості. Натяг арматури приймаємо механічний. Значення попереднього напруження в арматурі σsp при р=0,05σsp призначають з умови σsp+р≤Rs,ser; σsp+ 0,05σsp ≤1295 МПа; σsp=1295/1,05=1233,3 МПа. Прийнято σsp=1200 МПа.
Визначаємо втрати попереднього напруження в арматурі при γsp=1.
Перші втрати:
від релаксації напружень в арматурі:
σ1=[0,22(σsp /Rs,ser) – 0,1] σsp=[0,22(1200/1295) – 0,1]1200=124,6 МПа;
від різниці темпиратур напруженої арматури і натяжних пристроїв (Δt=65 0С):
σ2= 1,25Δt =1,25∙65=81,25 МПа;
від деформації анкерів:
σ3= Еb Δl/l=1,8∙105∙0,35/2500=25,2 МПа;
Δl =1,25+0,15d=1,25+0,15∙15=3,5 МПа;
від швидконабігаючої повзучості бетону при σbp /Rbp=17,8/28=0,636<α=0,75:
σ6= 40∙0,85σbp /Rbp =40∙0,85∙0,636=31,6 МПа;
σbp=Р1/Аred=1371∙1000/769,7=1781,2 Н/см2 = 17,8 МПа;
Р1=Аs(σsp-σ1-σ2-σ3)=14,15(1200-124,6-81,2-25,2)∙100=1371 кН;
0,85 – коефіцієнт, що враховує теплову обробку.
Перші втрати складають: σlos1= σ1+ σ2+ σ3+ σ6=262,6 МПа.
Другі втрати
від усадки бетону класу В40, підданому тепловій обробці:
σ8= 40 МПа;
від повзучості бетону при σbp /Rbp=17,4/28=0,621<α=0,75:
σ9= 150α σbp /Rbp=150∙0,85∙0,621=79,2 МПа;
σbp= 1340,6∙100/769,7=1741,7 Н/см2 = 17,4 МПа;
Р1= 14,15(1200-252,6)∙100=1340,6 кН;
0,85 – коефіцієнт, що враховує теплову обробку.
Другі втрати складають: σlos2= σ8+ σ9 =119,2 МПа.
Повні втрати складають: σlos= σlos1+ σlos2 =371,8 МПа.
Розрахунковий розкид напружень при механічному способі натягу приймають рівним
Тут р=0,05, np=10шт. (10Ø15 К-7). Так як Δγsp=0,033<0,1, приймаємо Δγsp=0,1.
Сила обтиску при γsp=1- Δγsp=0,9;
Р=Аs(σsp - σlos)γsp- (σ6+σ8+σ9) Аs1 =14,15(1200-371,8)∙0,9 – (21,6+40+79,2)3,14=1010,5 кН
Зусилля, що сприймають січення при утворенні тріщин:
Ncrc = γiRbt,ser(A+2As)+P=0,85[2,1∙0,1∙(67,2+2∙5,54∙14,15)+1010,5]=1006,9 кН, де
γі=0,85 – коефіцієнт, що враховує зниження тріщиностійкості внаслідок жорсткості вузлів ферми. Так, як Ncrc =1006,9 кН< Nn =1264,85 кН, умова тріщиностійкості січення не виконуються, тому необхідний розрахунок по розкриттю тріщин.
Перевіряєм ширину розкриття тріщин з коефіцієнтом, що враховує вплив жорсткості вузлів γі=1,15 від сумарної дії постійного навантаження і тривалого снігового навантаження.
Збільшення напруження в розтягнутій арматурі від повного навантаження:
, де
Р= γsp[Аs(σsp - σlos) - (σ6+σ8+σ9) Аs1] =1[14,15(1200-371,8) – (21,6+40+79,2)3,14]∙100=1127,7 кН
Приріст напруження в розтягнутій арматурі від постійного навантаження σsi= (1024,9- -1127,7)/14,15=-7,26 Н/см2 <0, отже тріщини від дії постійного навантаження не виникають.
Ширина розкриття тріщин від короткочасної дії повного навантаження
,
δ – коефіцієнт, що приймається для розтягнутих елементів 1,2;
φl – коефіцієнт, що приймається при врахуванні тривалої дії постійних і тривалих навантажень;
η = 1,2 для канатів;
μ=Аs/Вh=14,15/(28∙24)=0,021;
d=15 мм – діаметр каната К-7.
Тоді аскс= асrс1- асrс1'+ асrс2=0,06 мм<[0,15] мм.
Розрахунок опорного вузла
Розрахунок полягає у визначенні кількості додаткової ненапруженої арматури, яка сприймає зусилля в зоні анкерування напруженої арматури.
Приймаємо стержень Ø10 АІІІ.
Поперечні стержні сприймають зусилля Nsw, яке визначається з умови рівноваги сил в похилому перерізі.
Площа хомутів буде рівною:
Приймаємо стержень Ø8 АІІІ.
Отже, опорний вузол додатково армуємо каркасом зі стержнів Ø10 та хомутів Ø8 АІІІ.
4. Розрахунок попередньо напруженої підкранової балки прольотом 12 м.
4.1. Дані на проектування .
Мостовий електричний кран нормального типу з управлінням із кабіни вантажопідйомністю т .
База крана мм, ширина крана мм. Максимальне навантаження на колесо крана з врахуванням коефіцієнта надійності за навантаженням кН. Маса каретки кН.
Горизонтальне поперечне гальмівне навантаження на одне колесо крана з гнучким підвісом вантажу з врахуванням :
Нормативне гальмівне зусилля :
кН.
Розрахункове гальмівне зусилля :
кН.
Бетон класу В40. при врахуванні кранового навантаження ( МПа; МПа; МПа; МПа; МПа).
Попередньо напружену арматуру приймаємо із високоміцного дроту періодичного профілю діаметром 8 мм ( МПа; МПа; МПа).
Ненапружена арматура із гарячекатаної сталі періодичного профілю класу А-ІІІ (при діаметрі до 8 мм МПа; МПа; МПа; при діаметрі більше 8 мм МПа; МПа; МПа).
Розміри підкранової балки на рис.
Балку бетонуємо в металевій опалубці з натягом арматури механічним способом на упори короткого стенду. Міцність бетону до моменту відпуску напруження арматури неповинна бути меншою МПа.
Рис.8.Опалубкове креслення підкранової балки
4.2. Розрахунковий проліт та навантаження.
При ширині перетину колони 50 см і ширині опорної закладної деталі балки 20 см визначаємо розрахунковий проліт
м.
Навантаження від маси підораної балки при
кн./м.
Навантаження від кранової рейки при
кн./м.
Рівномірно розподілене навантаження від маси балки і кранової рейки:
при кН/м;
при кН/м.
Монтажне навантаження від маси підкранової балки при коефіцієнті динамічності
кН/м.
Навантаження від вертикального тиску колеса крана
при кН;
при кН.
Коефіцієнт надійності по крановому навантаженню прийнято , а коефіцієнт динамічності .
Горизонтальні поперечні навантаження від гальмування :
при кН;
при кН.
4.3. Зусилля в перетинах балки від діючих навантажень.
Збірні залізобетонні підкранові балки розраховуються як вільно оперті розрізні. Розрахункова схема підкранової балки при завантаженні двома кранами зображена на рис.
Відстань між осями сусідніх коліс двох зближених кранів мм.
Зусилля від кранового навантаження при двох кранах приймають з коефіцієнтом поєднання .
Ординати огинаючих епюр згинальних моментів від вертикального навантаження визначаємо при за формулою
Значення коефіцієнтів визначаємо для перетинів балки через , а в залежності від .
При і коефіцієнт .
В перетині 1: ;
кНм;
В перетині 2: ;
кНм;
В перетині 3: ;
кНм;
В перетині 4: ;
кНм;
Рис.9. Розрахункова схема підкранової балки при розрахунку на два зближених крана
В перетині 5: ;
кНм;
Аналогічно визначаємо ординати огинаючої епюри моментів від дії навантаження при :
В перетині 1: ;
кНм;
В перетині 2: ;
кНм;
В перетині 3: ;
кНм;
В перетині 4: ;
кНм;
В перетині 5: ;
кНм;
На рис. показано огинаючі епюри моментів в підкрановій балці від дії навантаження при .
Ординати згинаючої епюри поперечних сил від вертикального навантаження визначаємо за формулами:
в перетині О по осі опори
;
в перетині 6 на відстані 0,6 від осі опори:
.
При :
кН;
кН;
При :
кН;
кН.
Рис.10. Огинаючі епюри в підкрановій балці від розрахункових і нормативних навантажень
(штрихові – зусилля при )
Коефіцієнти приймаються в залежності від . При .
Між точками 0 і 6 значення Q змінюється по лінійному закону.
Огинаючі епюри поперечних сил в підкрановій балці від дії зовнішнього навантаження і при приведені на рис.
Максимальні зусилля в перетинах балки, згідно огинаючих епюр:
при кНм, кН;
при кНм,кН.
Сумарні огинаючі моменти і поперечні сили в перетині на відстані 1,15 м від осі опори в місці початку розширення стінки(по лінійній інтерполяції):
при кНм, кН;
при 652,0 кНм,680,0 кН.
Максимальний розрахунковий згинальний момент від горизонтального поперечного гальмування в середині прольоту балки
кНм.
При розрахунку на монтажне зусилля опори(стропильні петлі) розташовані на відстані 0,2від торців балки. Тоді найбільший від’ємний момент від ваги балки, співпадаючий по знаку з моментом попереднього обтиску, при і коефіцієнті динамічності
кНм.
4.4. Попередній розрахунок на міцність нормальних перетинів.
При армуванні згинальних елементів напруженою арматурою розрахунок на міцність виконується в два етапи: попередній без врахування ненапруженої і напруженої арматури і кінцевий з врахуванням всієї арматури.
Визначаємо ширину полички , вводимо в розрахунок для таврових балок з консольними звісами поличок. При
мм.
Приймаємо мм.
Визначаємо робочу висоту перетину балки в припущенні, що центр тяжіння арматури розташовані на відстані мм від низу балки
мм.
Робоча висота перетину буде уточнена при кінцевому розрахунку на міцність балки.
Характеристика стисненої зони бетону
, де для тяжкого бетону .
Так як армування підкранової балки прийнято високоміцним дротом Вр-ІІ, незалежно від способу натягу арматури.
В попередньому розрахунку приймаємо МПа.
Напруження в арматурі
МПа.
При МПа.
Гранична висота стисненої зони бетону
.
Визначаємо розташування нейтральної осі. Для цього перевіряємо умову:
НмкНмкНм, тобто нейтральна вісь проходить в межах полички. Отже, подальший розрахунок на міцність потрібно виконувати як для балки прямокутного перетину шириною мм.
.
При .
Так як стиснута арматура по розрахунку не потрібна. Коефіцієнт для конструкцій ,що розраховуються на дію багатократного повторювання навантажень, приймаємо рівним 1.
Площа перетину попередньо напруженої арматури
мм2.
Для забезпечення тріщиностійкості зони, розтягнутої від попереднього напруження в стадії виготовлення і монтажу, передбачаємо арматуру в кількості 20% від площі арматури . Враховуючи можливість зниження міцності нормальних перетинів при наявності напруженої арматури , а також із умови забезпечення вимог по тріщиностійкості, збільшуємо розрахункову площу арматури на 10%.
Тоді
мм2, мм2.
Остаточно приймаємо
в нижній зоні 40Ø8 Вр-ІІ(=20,10 см2)
в верхній зоні 8Ø8Вр-ІІ(=4,02 см2).
Задаємо конструктивною арматурою
в нижній зоні 4Ø14А-ІІІ(=6,16 см2)
в верхній зоні 2Ø14А-ІІІ(= 3,08см2).
4.5. Геометричні характеристики перетину балки.
Перетин в середині прольоту балки (рис.14).
Площа перетину бетону
мм2.
Площа перетину всієї поздовжньої арматури
мм2.
При мм2 геометричні характеристики визначаємо з врахування поздовжньої арматури.
Площа приведеного перетину
мм2.
Статичний момент приведеного перетину відносно осі 1-1
мм3.
Відстань від крайнього розтягнутого волокна( вісь 1-1) до осі, що проходить через центр тяжіння приведеного перетину,
мм.
Момент інерції приведеного перетину відносно осі, що проходить через центр тяжіння,
Момент опору приведеного перетину відносно нижньої грані
мм3.
Теж саме, відносно верхньої гарні
мм3.
Відстань від центра тяжіння приведеного перетину до верхньої ядрової точки
мм.
Рис.11.Перетин підкранової балки в прольоті
Рис.12 Вузол 1-1
Рис.13 Перетин підкранової балки на опорі.
Перетин у грані опори балки (рис.15).
Площа приведеного перетину
мм2.
Статичний момент приведеного перетину відносно осі 1-1
мм3.
Відстань від крайнього розтягнутого волокну( вісь 1-1)до центра тяжіння приведеного перетину
мм.
Момент інерції приведеного перетину відносно осі, що проходить через його центр тяжіння
мм4.
4.6. Визначення попереднього напруження арматури і його втрати.
Початкове попереднє напруження арматури приймаємо найбільшим
, де - при механічному способі натягу арматури.
Тоді МПа.
Визначаємо втрати попереднього натягу арматури.
Перші втрати (до обтиску бетону).
Від релаксації напружень в арматурі
МПа.
Від різниці температур натягнутої арматури і упорів стенда при класі бетону В40:
МПа, де .
Від деформації анкерів при натягу арматури на упори стенду і інвентарних зажимах
МПа, де мм – відстань між упорами стенду; - діаметр дроту в мм.
При прямолінійній арматурі, що натягується .
Втрати від деформації форми не враховуємо, бо натягування арматури виконуємо на упори стенду .
Для визначення втрат від швидконатікаючої повзучості визначаємо зусилля попереднього обтиску з врахуванням вже визначених втрат при коефіцієнті точності натягу арматури :
кН , де
МПа.
Ексцентриситет прикладання зусилля відносно центра тяжіння приведеного перетину
мм.
При визначенні для визначення втрат від повзучості напруження від ваги балки не враховуємо, бо в порівнянні з напруженням від зусилля попереднього обтиску вони незначні.
Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури
МПа.
Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури
МПа (стиск).
. Приймаємо .
Для бетонів, що піддані тепловій обробці при атмосферному тиску при
,
, бо .
Перші втрати з врахуванням втрат :
МПа;
МПа.
Другі втрати (після обтиску бетону).
Від усадки тяжкого бетону класу В40, що підданий тепловій обробці при атмосферному тиску, МПа.
Від повзучості бетону. Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури уточнюємо з врахуванням втрат від швидконатікаючої повзучості.
Напруження в напруженій арматурі з врахуванням перших втрат:
МПа;
МПа.
Напруження в ненапруженій арматурі:
МПа;
МПа.
Зусилля попереднього обтиску з врахуванням перших втрат при
Н.
Ексцентриситет прикладання зусилля
мм.
Напруження в бетоні на рівні центра тяжіння арматури при мм
МПа,
теж для арматури при мм
МПа.
При втрати від повзучості бетону
МПа;
МПа.
Другі втрати напруження:
МПа;
МПа.
Сумарні втрати напруження:
в арматурі
МПа
в арматурі
МПа.
4.7. Кінцевий розрахунок на міцність нормальних перетинів по згинальному моменту від вертикального навантаження.
За даними попереднього розрахунку на міцність , тому перевірку на міцність нормальних перетинів при прийнятому армуванні виконуємо як для прямокутного профілю, приймаючи мм.
Робоча висота перетину (рис.14)
мм.
.
.
МПа.
При МПа.
Напруження з якими вводиться в розрахунок попередньо напружена арматура, розташована в стиснутій зоні балки,
МПа, де МПа.
Граничне значення відносної висоти стисненої зони бетону
.
Ненапружена арматура незначно впливає на несучу здатність балки, тому її в розрахунку не враховуємо. Тоді відносна висота стисненої зони бетону
.
Так як мм, то нейтральна вісь знаходиться в поличці.
Перевіряємо нерівність: .
Для конструкцій, що розраховуються на витривалість . Отже .
.
Несуча здатність перетину по згинальному моменту
кНм
кНм, тобто несуча здатність по згинальному моменту забезпечена.
4.8.Розрахунок на міцність нормальних перетинів від горизонтального навантаження.
Розрахунок виконується з умови, що момент від горизонтальних сил поперечного гальмування сприймається верхньою поличкою підкранової балки, армованою тільки попередньо напруженою арматурою мм2.
Рис. 14.Розрахунковий перетин підкранової балки при розрахунку балки на дію горизонтальних сил
Висота стисненої зони бетону (рис.)
мм, де мм.
Відносна висота стисненої зони бетону при мм, .
Отже, міцність стисненої зони бетону забезпечена.
Міцність перетину перевіряємо за формулою:
кНм кНм.
Міцність перетину достатня.
4.9. Розрахунок на міцність похилих перетинів на поперечну силу.
Беручи до уваги, що для підкранової балки основною являється навантаження в вигляді рухомих зосереджених сил, розрахунок на міцність похилих перетинів на поперечну силу виконуємо вирахувавши попередньо всі величин: для важкого бетону .
Визначаємо коефіцієнт , враховуючи вплив звісів поличок:
,
де мммм; при в розрахунок вводиться величина .
Рис.15. а, б, в- схеми завантаження, г- розташування розрахункових перетинів.
Визначаємо коефіцієнт , що враховує вплив попереднього напруження поздовжньої арматури. Для цього визначимо зусилля попереднього обтиску з врахуванням всіх втрат при коефіцієнті точності попереднього напруження арматури :
Н,
де МПа;
МПа;
МПа;
МПа;
.
Тоді при кН
.
При визначенні розташування похилих перетинів і діючих зусиль розглянемо декілька схем завантаження балки зосередженими силами від двох зближених кранів.
1-а схема завантаження. мм(рис.17).
Опорні реакції балки
кН;
кН.
Поперечні сили в кінці похилих перетинів 1-1, 2-2, 3-3 (рис.17)
,
де м, кН/м – рівномірно розподілене навантаження від ваги балки і рейки. При врахуванні ваги конструкції, що розраховується, приймаємо 0,5.
Перетин 1-1.м.
Поперечна сила, що сприймається перетином 1-1 без врахування арматури,
кН.
НкН.
Так як кН кН перевіряємо умову
кН.
Поперечна арматура в перетині 1-1 по розрахунку потрібна і повинна встановлена .
Сумарний коефіцієнт
. Приймаємо .
Нмм.
кН.
Так як м, приймаємо м.
Мінімальна поперечна сила, що сприймається бетоном залізобетонного елемента,
Н кН.
.
.
Зусилля, що передається на хомути на одиницю довжини балки
кН/м.
2-га схема завантаження.
м(рис.17). ця схема прийнята за умови, що поперечна сила в перетині 1-1 від зовнішнього навантаження дещо більша поперечної сили, що сприймається бетоном, тобто .
Записавши вираз для поперечної сили в початку похилого перетину 1-1 в залежності від змінної величини (рис. ), прирівнюємо його значення
і, вирахувавши відносно , отримаємо м. з врахуванням зменшення поперечної сили за рахунок навантаження , що прикладена в межах похилого перетину, приймаємо , м.
Тоді кН, кН.
Розрахунок поперечної сили в перетинах 1-1,2-2 (рис.17).
кН;
кН.
Перетин 1-1. м.
кН кН.
м.
Так як мм, приймаємо м.
Н кН.
Так як кН, то необхідний розрахунок поперечної арматури.
Сумарний коефіцієнт
. Приймаємо .
Нмм.
НкН.
Так як м, приймаємо м.
Мінімальна поперечна сила, що сприймається бетоном залізобетонного елемента,
Н кН.
.
.
Зусилля, що передається на хомути на одиницю довжини балки
кН/м.
3-тя схема завантаження.м.(рис.17). Прийнята з умови виконання в розрахунковому перетині 1-1 умови:
.
Звідси
м.
Розглядати схеми завантаження при розташуванні першої сили на відстані м немає необхідності, бо в цьому випадку значення залишається постійним і рівне мінімальному, а поперечна сила від зовнішнього навантаження буде зменшуватись. Отже, буде зменшуватися засилля, що передається на поперечну арматуру.
При м кН.
Тоді кН.
При м приймаємо м.
Тоді кН.
Перетин 1-1.(рис.17)
м.
кН.
.
Нмм.
НкН.
Н кН.
.
.
кН/м.
Розраховувати перетин при м немає необхідності, бо кН.
По найбільшому зусиллі підбираємо перетин при різних схемах завантаження, кН/м визначаємо крок поперечних стержнів. Приймаємо поперечну арматуру діаметром 10 мм із сталі класу А-ІІІ (мм2) і .
Відстань між поперечними стержнями(хомутами) по довжині елемента
мм.
Максимально допустима віддаль між хомутами
мм.
За конструктивними вимогами при мм
мм; мм.
Приймаємо крок поперечних стержнів 2Ø10А-ІІІ - мм.
Виконуємо перевірку похилої смуги між похилими тріщинами.
мм.
Коефіцієнт, що враховує вплив міцності бетону, , де МПа.
мм2.
Коефіцієнт поперечного армування
Число приведення
.
Коефіцієнт, що враховує вплив поперечного армування,
.
Поперечна сила, що сприймається бетоном між тріщинами,
Н.
Так як кН, міцність бетону стінки на ділянці між похилими тріщинами достатня.
4.10. Розрахунок на міцність похилих перетинів по згинальному моменту.
Міцність похилих перетинів при грані опори, а також по довжині зони анкетування напружених елементів, армованих дротом без анкетування, необхідно перевіряти по згинальному моменту. При цьому опір арматури знижу
Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!
0%
Оголошення від адміністратора