Проект поперечної рами промислової будівлі

Вступ В даній роботі проектується поперечна рама промислової будівлі.

При зведенні будівель та споруд широко використовуються збірні залізобетонні конструкції із звичайним та попередньо напруженим армуванням. Проектування указаних конструкцій представляє собою комплекс розрахунків і графічних робіт, що включають себе виготовлення і експлуатацію конструкцій.

Завдання які поставлені в даній роботі передбачають підбір основних елементів рами: колони, балки покриття та фундаменту. В результаті розрахунку даних конструкції запроектувати їх армування, з забезпечень умов міцності, надійності та економічності споруди.

1. Компоновка каркасу будівлі

Основою каркасу служить поперечна рама, що складається із залізобетонних колон, жорстко закріплених у фундаменти, і жорстко з'єднаних з ригелем. В якості ригеля служить ферма покриття з паралельними поясами.

1.1 Компонування поперечної та повздовжньої рими будівлі

Прив’язка колони до модульної 250. Так як крок рам складає 12 м, а позначка головки рейки підкранової балки 10,8 м то приймаємо підкранову балку таврового перерізу вистою 1400 мм (H_пб=1400мм).

Габарити крана:

Характеристики крану:

Проліт крану: L_к = 25,5 м;

Ширина крану: В = 6300 мм;

База крану: К = 4400 мм;

Висота крану: H_кр = 1900 мм;

Тиск на колеса підкранової балки P = 145кН — тиск катків;

Маса: G_в = 4 т — вага візка;

G_кр=27 т — вага крана з теліжкою В₁ = 260 мм;

Тип кранового режиму КР-70

Переріз колон промислової будівлі приймається в залежності від вантажопідйомності крана, кроку колон та їх висоти. Для даного проекту приймаються двогілкові колони з розмірами поперечного перерізу наскрізної частини b=500 мм, h₁=1400 мм; поперечний переріз надкранової частини b₂=500 мм, h₂=600 мм; ширина вітки — 300 мм; переріз розпірок: b=500 мм.

Висота колони розраховується як сума величин підкранової частини колони, надкранової частини і глибини защемлення колони у фундаменті, які, у свою чергу, розраховуються за даними формулами:

— висота підкранової частини колони:

H₁= H_{гол.рей.} — h_пб — h_рей. + h_п (1.1)

H₁= 10,8−1,4−0,12+0,15=9,43 м, Де h_рей. =120 мм, марка підкранової рейки КР — 70 (2, додаток 1) h_пб = 1400 мм. Визначаємо висоту над кранової частини:

H₂ = H_кр + h_пб + h_рей + а₁ (1.2)

H₂ = 1,9+1,4+0,12+0,15= 3,57 м де, а₁ =150 мм зазор між низом кроквяної конструкції і верхом візка крана.

Висота колони до позначки 0,000:

H = H₁ + H₂ -0,15 (1.3)

H =9,43+3,57−0,15=12,85 м Приймаємо колону висотою H =13,2 м Глибина защемлення колони в фундамент:

Н_аh (1.4)

Н_аh

Приймаємо Н_аh= 1,0 м;

Повна висота колони

H_к = H_к + Н_аh+0,15 (1.5)

H_к = H_к + Н_аh =13,2+1+0,15=14,350 (м) Приймаємо =450мм Приймаємо =2400 м.

Приймаємо висоту над кранової частини Н₂= 3700 м, підкранової Н₁= 9500 м Рисунок 1.1 — Геометричні характеристики колони Згідно до завдання в якості кроквяної конструкції запропонована ферма з паралельними поясами.

Рисунок 1.1 — Геометричні характеристики ферми покриття

1.2 Конструктивна схема поперечної рами Схема наведена на рисунку 1.2 зі вказаними основними параметрами та відмітками.

Рисунок 1.2 — Поперечний переріз промислової каркасної будівлі з залізобетонним каркасом

1.3 Постійні навантаження від власної ваги елементів Надкранова частина колони

0,5?0,6?25?1,1?0,95=7,84 кН/м;

Підкранова частина колони

0,5?0,3?25?1,1?0,95=3,91 кН/м;

Розпірка колони

0,5?0,5?25?1,1?0,95=6,53 кН/м;

Верхня розпірка колони колони

0,5?1,05?25?1,1?0,95=13,71 кН/м;

В ПК Лира навантаження від власної ваги елементів задаємо в автоматичному режимі.

1.4 Постійне навантаження від ваги покриття Навантаження що виникають від покрівлі споруди зводяться до таблиці 1.

Таблиця 1. — Збір навантажень від покрівлі на 1 м²

Розподілене навантаження від покрівлі на балку покриття:

(1.7)

2,9?12?3= 104,4 кН

3,9?12?3= 118,44 кН У крайніх вузлах =52,2 кН, =59,22 кН

1.5 Навантаження від підкранової балки

(1.8)

116?1,1?0,95=121,2 кН

G_n — вага підкранової балки довжиною 12 м, G_n = 116 кН.

1.6 Постійні навантаження від стінових панелей Навантаження від стінових панелей, яке передається на колону на висоті вище 4,8м:

(2,4?6+0,4?3,6) ?12? 1,1? 0,95= 198,63 (кН)

(2,4?7,2+0,4•1,2) ?12? 1,1? 0,95= 222,71 (кН)

2,4кН?м² вага 1 м² стінових панелей сумарна висота стінових панелей

0,4 кН? м² вага 1 м² остіклення

висота остіклення

1.7 Навантаження від снігу Для Вінниці характеристичне снігове навантаження S₀=1,36 кН/м²

(1.10)

де г_fm=1,04 (таблиця 8.1 [1]) так як Т=60 років, г_fе=0,49

коефіцієнт С обчислюється за формулою:

.(1.11)

Граничне розрахункове значення снігового навантаження:

S_m=1,04?1,36?1=1,41 (кН/м²).

Експлуатаційне значення снігового навантаження:

S_е=0,49?1,36?1=0,67(кН/м²).

Розподілене навантаження, що прикладається до балки покриття набуває значень:

0,67?12= 8,04кН /м

1,58?12= 16,92 кН/м У крайніх вузлах = 4,02 кН, = 8,46 кН

1.8 Кранові навантаження Вага підіймаємого вантажу Q=100 кН. Проліт крана 27−2?0,75=25,5 м. База крана В=6300мм, відстань між колесами К=4400мм, вага возика G_візка=4 т, вага крана з возиком — G_кр=27 т. Розрахунковий максимальний тиск на колесо крана кН при г_f=1,1.

Вертикальні кранові навантаження Граничні розрахункові кранові навантаження:

— вертикальні (1.12)

— горизонтальні (1.13)

Експлуатаційні розрахункові:

— вертикальні (1.14)

— горизонтальні (1.15)

Мінімальний тиск коліс кранів на підкранову балку

(1.16)

де Q — вантажопідйомність крана;

G_{кр з візком} — вага крана з возиком, в кН ;

n₀ — кількість коліс на одній стороні крана.

Граничні розрахункові значення Вертикальне кранове навантаження на колону від двох зближених кранів з коефіцієнтом сполучення ш=0,85.

(кН);

(кН);

Рисунок1.4 — Лінія впливу опорних тисків двох суміжних кранів Горизонтальні навантаження Рисунок 1.5 — Варіанти прикладення бічних сил для чотириколісних кранів Горизонтальне кранове навантаження від двох кранів при поперечному гальмуванні:

(1.17)

де Fⁿ_max, Fⁿ_min — характеристичне значення вертикального тиску на колесо, відповідно на більш або на менш навантаженій стороні крана;

В, L — відповідно база і проліт крана;

— коефіцієнт, прийнятий таким, що дорівнює 0,03 при центральному приводі механізму руху моста і 0,01 — при роздільному приводі.

Приймаємо =0,01

При цьому до інших коліс прикладаються сили, що дорівнюють або (приймається невигідний варіант), кожна з яких може бути спрямована як назовні, так і всередину прольоту кН кН Розрахункові схеми дії кранового навантаження приведені на рисунках 1.5 — 1.6, у випадку максимуму на лівій колоні, максимум на правій задається аналогічно.

Рис. 1.5 — Лінія впливу тиску катків крану в горизонтальному напрямі (ДБН В.1.2−2006 схема а)

Рис. 1.6 — Лінія впливу тиску катків крану в горизонтальному напрямі (ДБН В.1.2−2006 схема б)

у₁=0,63 м;

у₂=1,0 м;

у₃=0,842 м;

у₄=0,475 м;

Проведемо розрахунок Н₀ по схемі прикладання а):

Н₀^1а,ліва = 14,5(0,63+1−0,842−0,475)=18,31 (кН);

Н₀^{1а,права} = 20,5(-0,63+1+0,842−0,475)=15,1 (кН);

Н₀^{2а, ліва} = 4(0,63+1−0,842−0,475)=1,25 (кН);

Н₀^{2а, права} = 15,1 (кН);

Проведемо розрахунок Н₀ по схемі прикладання б):

Н₀^{1б, ліве} = 14,5(0,63−0,842)+20,5(1−0,475)=7,68 (кН);

Н₀^{1б, праве} = 20,5(-0,63+0,842)+14,5(1−0,475)=11,95 (кН);

Н₀^{2б, ліве} = 4(0,63−0,842)+20,5(1−0,475)=9,91 (кН);

Н₀^{2б, праве} = 20,5(-0,63+0,842)+4(1−0,475)=6,44 (кН);

Граничне розрахункове кранове навантаження:

Н_m^1а,ліва =1,1•18,31=20,14(кН);

Н_m^{1а,права} = 1,1•15,1=16,61(кН);

Н_m^{2а, ліва} =1,1•1,25=1,37 (кН);

Н_m^{2а, права} =1,1•15,1=16,61(кН);

Н_m^{1б, ліве} =1,1•7,68=8,44(кН);

Н_m^{1б, праве} =1,1•11,95=13,14(кН);

Н_m^{2б, ліве} = 1,1•9,91=10,9 (кН);

Н_m^{2б, праве} = 1,1•6,64=7,3(кН);

Для розрахунку обираємо значення з найбільшою різницею: Н_m^{2а, ліва} =1,37 (кН); Н_m^{2а, права} =16,61 (кН).

1.9 Навантаження від вітру зліва направо Для Білої Церкви характеристичне вітрове навантаження W₀=0,47 кН/м².

Граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття визначається за формулою:

(1.21)

де г_fm=1,04 — коефіцієнт надійності по граничному значенню вітрового навантаження (п. 9.7 [1]).

С ⁼ С_aer C_h C_alt C_rel C_dir C_d ,(1.22)

— аеродинамічний коефіцієнт зі сторони дії вітру С_е3=-0,6 — аеродинамічний коефіцієнт з підвітряної сторони

C_h5=0,9 — коефіцієнт висоти споруди

C_h10=1,2

C_h20=1,5

C_alt=1 - коефіцієнт географічної висоти, що визначається за 9.10 [1];

C_reяl=1 — коефіцієнт рельєфу, що визначається за 9.11 [1];

C_dir=1 — коефіцієнт напрямку, що визначається за 9.12 [1];

C_d=0,95 — коефіцієнт динамічності, що визначається за 9.13.

Знаходимо значення активної та пасивної складової вітрового навантаження на відмітках 5, 10, 20метрів (граничні значення):

Активна складова

Інтерполюючи визначаємо значення для відмітки 13,2 та 16,8 метрів:

Пасивна складова

Інтерполюючи визначаємо значення для відмітки 13,2та 16,8 метрів:

2. Розрахунок колони

2.1 Розрахунок надкранової частини колони Вихідні дані:

Арматура класу А500С, Rsc=Rs=365 МПа, Es=200 000 МПа.

Бетон використовується важкий класу В-25,Rb=14,5 МПа, Rbt=1,05 МПа, Rbtn=1,6 МПа, Eb=30 000 МПа.

За розрахунком в ПК ЛИРА вибираємо найбільш невигідні комбінації комбінації що виникають у над крановій частині колони.

Варіант 1:

М_мах=-420,91 кНм

N_мах=-636,52кН

Q=89,71кН Варіант 2:

М_мах=-420,5кНм

N_мах=-781.86кН

Q=89,6кН Розрахунок ведемо за найбільш невигідним варіантом 2.

Визначаємо геометричні характеристики перерізу над кранової частини колони:

Робоча висота перерізу:

h_о=h-a_s (2.1)

h_о= 600−40=560мм=0,56 м.

Розрахункова довжина при врахуванні кранового навантаження

1_0х = мН₂(2.2)

1_0у = мН₂(2.3)

1_0х = 2*3,95=7,9 м.

1_0у =1,5*3,95=5,925 м.

Радіуси інерції перерізу:

і_х=0289h (2.4)

і_у=0289b (2.5)

іх=0,289•600=17,34 см

і_у=14,45 см Визначаємо гнучкість колони:

л_х=1_0у/ і_х(2.6)

л_у=1_0у/ і_у(2.7)

л_х=592,5/17,3=34,2

л_у=790/14,45=54,67

Розраховуємо ексцентриситет фактичний:

(2.8)

(2.9)

Приймаємо е₀=54см Мінімальне необхідне армування колони:

л_у=54.7 > м_s,min=0,2%

м_{s, min}=A_{s, min}/bh₀> A_{s, min}= A^/ _{s, min}= м_{s, min} bh₀/100(2.10)

A_{s, min}= A^/ _{s, min}=0,002•50•56=5,6 (см²)

Приймаємо 2o20 A_s=6,09 см Збір навантаження на колону N, М, Q.

Умовна критична сила:

(2.12)

(2.13)

(2.14)

(2.15)

(2.16)

Звідки умовна критична сила згідно із формулою (2.11) набуває значення:

Необхідно враховувати гнучкість колони, тобто вплив прогину на величину ексцентриситету за допомогою коефіцієнта:

з = 1/(1- N/N_cr)(2.17)

з = 1/(1- 420,5/3329,6) = 1,14

Ексцентриситет зусилля відносно менш стиснутої сторони:

е = е₀? з +0_.5h_в — а (2.18)

е =0,54 • 1,14 + 0,5 •0,60 — 0,04 =0,88 (м).

Враховуючи знакоперемінність моментів у елементі запроектуємо несиметричне армування над кранової частини колони.

Вихідні дані для проектування армування:

Робоча висота перерізу: h₀=56см Ексцентриситет зусилля: е=0,88 м Відносна висота стисненої зони:

(2.19)

(2.20)

= =Rs=365 МПа

=500 МПа > г_b2=0,9

Зідно з (2.19):

Площа арматури А_s визначається за формулою:

(2.21)

Площа арматуривизначається за формулою:

(2.22)

Оскільки отримане заначення відємне приймаємо армування конструктивно виходячи з мінімального відсотка армування: 2o20 =6,09 см²

За формулою (2.21) визначемо необхідне армування:

Приймаємо 4o36 =40,72 см²

Рисунок 2.1 — Армування надкранової частини.

2.3 Розрахунок підкранової частини колони За розрахунком в ПК ЛИРА вибираємо найбільш невигідні комбінації комбінації що виникають у над крановій частині колони.

Вибираємо зусилля по яких буде вестися подальший розрахунок

Варіант 1:

N_мах=N₁+N₂=1812,8+355,98=2168,78 (кН) М_мах=- N₁z+М1+М₂+ N₂ z=-1812,2•0,525 — 8,94 — 128,9+355,98•0,525=1000,44кНм Варіант 1:

N_мах=N₁+N₂=1366,3+377,6=1743,9 (кН) М_мах=- N₁z+М1+М₂+ N₂ z=-377,6•0,525 + 34,51 +149,143+1366,3•0,525=702,7кНм Приймаємо до розрахунку перший варіант, як найбільш завантажений:

N_мах=2168,78 (кН) М_мах=-1000,44кНм

Q=113,03кН Визначаємо геометричні характеристики перерізу над кранової частини колони:

Приведений радіус інерції двухвіткової колони в площині згину:

(2.23)

n=3

=0,08 м²

=0,28 м²

Розрахункова довжина при врахуванні кранового навантаження вираховується згідно з формулами :

1 = мН₁(2.24)

1_0у = мН₂(2.25)

1_0х = 1,5•7,6=11,4 м.

1_0у =0,8•3,95=6,08 м.

Визначаємо приведену гнучкість колони:

л=1_0х/ і_red (2.24)

л=11,4/0.28=40,7>14

— необхідно врахувати вплив прогину на його міцність.

Розраховуємо ексцентриситет фактичний (2.8):

згідно з рівності (2.9) визначаємо

Визначаємо за рівністю (2.8)

Приймаємо е₀=46см Мінімальне необхідне армування колони визначаємо за формулою (2.10):

л_у=54.7 > м_s,min=0,2%

A_{s, min}= A^/ _{s, min}=0,002•25•50=2,5(см²)

Приймаємо 3o12 A_s=3,39 см²

За формулою (2.11) знайдемо значення умовної критичної сили.

За формулою (2.13) визначимо:

Приймаємо =0,92

Зідно з (2.14):

Звідки умовна критична сила згідно із формулою (2.11) набуває значення:

Необхідно враховувати гнучкість колони, тобто вплив прогину на величину ексцентриситету за допомогою коефіцієнта з (2.17):

з = 1/(1- 2168,78/8772) = 1,26

Ексцентриситет зусилля відносно менш стиснутої сторони згідно з (2.18)

е =0,46• 1,26 + 0,5 •0,25- 0,04 =0,66 (м).

Знаходять зусилля у вітках колони за формулою:

(2.26)

=2351,6кН

=-182,81кН Вичисляємо моменти у вітках колони. Оскільки одна із віток виявилася розтягнутою то згинаючі моменти від поперечної сили знаходять із умови передачі всіє поперечної сили на стиснуту колону.

(2.27)

(2.28)

Підбір перерізу арматури:

(2.29)

Зідно з (2.19):

(2.30)

(2.31)

Звідки за (2.31):

Згідно з (2.30) визначимо висоту стисненої зони перерізу:

Оскільки > армування віток приймаємо симетричне.

Необхідна площа армування приймається за формулою:

(2.30)

Приймаємо 3o32 =24,13 см²

Оскільки розрахунок вівся для найбільш завантаженої вітки армування для обох віток приймаємо однакове.

Рисунок 2.3 — Армування підкранової частини.

2.4 Перевірка міцності колони перпендикулярно до площини згину Згідно з формулою (2.22)

1_0у =0,8•3,95=6,08 м.

і_х=0,289h_у=0,289*0,5=0,14 м.

При розрахунку колону з площини ширина перерізу дорівнює:

b_у=2h=2*0,25=0,5 м;

h_у=b=0,5 м.

Приведена гнучкість згідно з (2.24):

л=6,08/0,28=21,7>14 — необхідно врахувати вплив прогину на його міцність Розраховуємо ексцентриситет фактичний (2.8):

згідно з рівності (2.9) визначаємо випадковий

Визначаємо за рівністю (2.8)

Приймаємо е₀=46см Мінімальне необхідне армування колони визначаємо за формулою (2.10):

л_у=21,7> м_s,min=0,2%

A_{s, min}= A^/ _{s, min}=0,002•50•50=5(см²)

Приймаємо 2o18 A_s=5,09 см²

За формулою (2.11) знайдемо значення умовної критичної сили.

За формулою (2.13) визначимо:

Приймаємо =0,92

Зідно з (2.14):

Звідки умовна критична сила згідно із формулою (2.11) набуває значення:

Необхідно враховувати гнучкість колони, тобто вплив прогину на величину ексцентриситету за допомогою коефіцієнта з (2.17):

з = 1/(1- 2168,78/4367) = 1,92

Ексцентриситет зусилля відносно менш стиснутої сторони згідно з (2.18)

е =0,46• 1,92 + 0,5 •0,5- 0,04 =1,09 (м).

Підбір перерізу арматури:

(2.29)

Зідно з (2.19):

Звідки за (2.31):

Згідно з (2.30) визначимо висоту стисненої зони перерізу:

Оскільки > армування віток приймаємо симетричне.

Необхідна площа армування приймається за формулою:

(2.30)

<24,13 см²

Отже прийнятої арматури досить.

2.5 Розрахунок армування середньої розпірки елементів

N=7,06=0кН; Q=303,38кН; М=-161,98кН*м.

По розрахунку стиснутої арматури непотрібно.

Приймаємо: 3O25 А-500С2, А^ф_s=A^ф1_s=114,73 см².

Перевіряємо умову необхідності прийняття за розрахунком за похилими перерізами:

Отже, умова міцності не виконується, проводимо розрахунок поперечної арматури:

Відповідно необхідно розрахувати поперечну арматуру. Приймаємо, поперечну арматуру, так і для стійки.

O8мм А240с, A_sw=503мм², S=150мм.

Розрахунок проводимо в відповідності:

h=400мм<450мм;

S=150мм<½h=200мм.

S=150мммах=292мм.

Q_{в, мін}=104,9кН.

— е=236мм<2h₀=2*370=740мм;

— е=236мм0=370мм.

Приймаємо: е₀= h₀=370мм.

Отже, міцність похилих перерізів для таких розмірів достатня.

3. Розрахунок балки покриття

3.1 Вихідні дані для проектування залізобетонної балки з паралельними поясами рама фундамент залізобетонний балка Характеристики матеріалу для балки:

Бетон класу В 40;

R_b=22 МПа;

R_bt=1,4 МПа;

R_bt,ser=2,1 МПа;

Е_в=36 000МПа — (з врахування теплової обробки.)

Арматура класу А1000, R_s=815МПа,

R_sс=400МПа,

R_sn=980МПа, Е_s=1,9*10⁵МПа Розрахунковий проліт приймаємо рівним відстані між анкерними болтами:

l₀=18,0−2•0,15=17,7(м) Маса балки: m=18,7 т Геометричні розміри балки наведені на рисунку 3.1

Рисунок 3.1 — Геометричні параметри балки Характеристичне навантаження на 1 м погонний від власної ваги балки:

=10.21кН/м.п.

Розрахункове навантаження на 1 м погонний балки від власної ваги з урахуванням коефіцієнта надійності за призначенням будівлі г_n=1,1:

g_вв = 10,21· 1,1 = 11,23кН/м.

постійне навантаження на 1 м погонний балки:

g=37,92•1,1=41,71

тимчасове:

н=18,96?1,1=21,96

Повне розрахункове навантаження на 1 м погонний балки

g_m= g+ н+ g_вв=41,71+21,96+11,23=74,9

Нормативне навантаження на 1 м погонний балки від власної ваги з урахуванням коефіцієнта надійності за призначенням будівлі г_n=0,975:

g_вв = 10,21· 0,975= 9,95кН/м.

постійне навантаження на 1 м погонний балки:

g=32,88•0,975=32,06

тимчасове:

н=8,88•0,975=8,67

Повне розрахункове навантаження на 1 м погонний балки

g_e= g+ н+ g_вв=32,06+8,67+9,93=50,68

Зусилля від розрахункових і нормативних навантажень:

Від розрахункового навантаження:

М = g_m · l₀² /8 = 74,9· 17,3 ²/8 = 2933,2 кН· м;

Q = g_m · l₀ /2 =74,9· 17,7 / 2 = 662,67кН.

Від нормативного повного навантаження:

М_n = g_e · l₀² /8 = 50,68· 17,7²/8 = 1984,6 кН· м;

Q_n = g_e · l₀ /2 = 50,68· 17.7 / 2 = 448,52 кН.

3.2 Розрахунок балки за 1-шою групою граничних станів Розрахунок міцності по перерізу нормальному до повздовжньої осі

Оскільки для балки з паралельниим поясами найбільш небезпечний переріз з максимальним моментом знаходиться по середині прольоту, тому його приймаємо за розрахунковий, М=2933,2 кН•м Розрахункова схема балки:

Робоча висота перерізу:

h₀ = h_пл — а = 1490−30=1460 мм.

Висота верхньої та нижньої полиць двотаврового перерізу

h_f' = 230мм — нижня поличка

h_f' = 240мм — верхня поличка Ширина верхньої полиці плити b_f' = 360 мм, нижньої - b_f = 280 мм.

Ширина ребра таврового (двотаврового) перерізу b = 80 мм.

Гранична відносна висота стиснутої зони за формулою (2.19):

(згідно з (2.20))

=Rs=815 МПа

=500 МПа > г_b2=0,9

Зідно з (2.19):

Розміри полички, що враховуються при розрахунку балки:

>

Приймаємо b_f = 280 мм.

Знайдемо положення стиснутої зони:

(3.1)

Верхню стиснуту арматуру приймаємо конструктивно: 3O14 А_s=4,62 см.

Згідно з (3.1):

<�М=2933,2кНм Стиснута зона знаходиться в ребрі

Визначаємо площу робочої арматури:

=0,28>о=0,334

о=0,334 < - руйнування відбуваються по розтягнутій арматурі.

x= h₀=0,334 1,46=0,488 см Коефіцієнт умови роботи напружуваної арматури А1000 (27 [1]),

Потрібна площа перерізу поздовжньої напружуваної арматури:

(3.2)

Приймаємо для армування 428 А1000, А_S= 24,63 см².

Розрахунок вузла опирання Q=662,67кН Розрахунок поперечної арматури ведемо виходячи з умови міцності по похилому перерізі на дію поперечної сили:=;

Qb +Q_sw(3.3)

(3.3)

_b3(1+_f+_n)R_btb2b (3.4)

Вплив звісів стиснутих поличок:

(3.5)

Вплив зусилля обтискування

Попереднє напруження арматури приймаємо у_sp = 0,75 R_{s, ser}=980•0,75=735 МПа.

=0,03=22,05

Р= 24,63•10^-4 •10³(735- 22,05)=1756 кН

Вичислюємо

1++1+0,41+0,08=1,49 <1,5

Приймаємо 1,49

=2•1,49•0,9•22•10³•0,08•1,46²=10062(кНм) В розрахунковому похилому перерізі

Звідси:

с=В/0,5 Q=10 062/0,5•662,67=30,4м>2h₀=2•1,46= 2,76 см; приймаємо с=30.4см.

Q_sw=QQ_b

Q_sw=662,67- 331=331,7 кН;

q_sw= Q_sw/с=331,7/30,4=10,9 кН/м

Діаметр поперечних стержнів приймають d_sw=8 мм класа Вр-ІІ, R_sw =670 МПа, число каркасів-два, А _sw=2?0,503=1,06 см².

Крок поперечних стержнів

(3.7)

по конструктивним вимогам S = h/2 =1,46/2 = 0,73 м, але не більше 0,15 см.

Прийнятий крок S = 15 см.

Перевірка по стиснутій зоні між похилими тріщинами:

м = A_sw / bs=1,06/8•15=0,009;

б= Es / Eb = 200 000 /36 000 = 5,6;

ц _w1= 1+5 б м = 1+5?5,6?0,009 =1,25 ;

ц _b1 = 1 -0,01R_b = 1 -0,01?0,9?22 =0,8;

Перевіримо умову достатності перерізу:

Q = Н < 0,3 ц _w1 ц _b1 R_b b h (3.8)

Q = 662,7 Н < 0,3 ц _w1 ц _b1 R_b b h = 0,3?1,25?0,8?0,9?8?22?10 ³ •0,08?1,46 = 693,8 кH

Умова задовольняється, преріз має достатні розміри Отже приймаємо d_sw=8 мм класа Вр-ІІ з кроком 15 см.

3.3 Розрахунок балки на утворення, розкриття тріщин і на прогин (II-га група граничних станів) Геометричні характеристики зведеного перерізу Площа зведеного перерізу:

А_red=A+A_s(3.9)

б= Es / Eb=190 000/36000=5,28

А_red=(36•23+8•102+28•24)+5,28•24,63=2446см²

Статичний момент пощі приведеного перерізу:

(3.10)

=3 623 137,5+810275+282412=183 114см³

Відстань від нижньої грані до центра ваги зведеного перерізу

(3.11)

Відстань від точки прикладання зусилля в напружуваній арматурі до центра тяжіння приведеного перерізу:

е_ор= у_red — а=74,86−3=71,86 см.

Момент інерції зведеного перерізу відносно ЦВЗП:

(3.12)

I_red=6 690 770,55 см⁴.

Момент опору для розтягнутої грані перерізу

W_red=I_red/ у₀(3.13)

W_red=6 690 770,55/74,36=86 448,8 см³;

е ж для стиснутої грані перерізу

W_red=I_red/(h-у₀)= 6 690 770,77/(149−74,36)=89 640,54 см³.

Відстань від ядрової точки найбільш віддаленої від розтягнутої зони

(3.15)

см Відстань від ядрової точки найменш віддаленої від розтягнутої зони см Пружньопластичний момент опору відносно:

нижньої грані W_pl = г W_red = 1,5 · 86 488,6 = 129 733 см?.

верхньої грані W?_pl = г W?_red = 1,5 · 89 640,54 = 134 461 см?.

Тут г = 1,5 — для двутаврового перерізу при 2 < b_f/b = 36 /8 = 4,5? 6.

Визначення втрат попереднього напруження поздовжньої арматури

Попереднє напруження арматури приймаємо

у_sp = 0,75 R_{s, ser}=0,75•980=0,735 МПа.

Перевіримо виконання умов:

(3.16)

При електротермічному способі натягу:

р = 30+360/l = 30+360/18 = 50 МПа, перевіримо умови (3.16)

З цих умов попередньо приймаємо величину попереднього напруження у_sp =735 МПа.

Значення попереднього напруження у_sp у розрахунках вводять з коефіцієнтом точності напруження арматури:

(3.17)

який враховує можливі відхилення попереднього напруження від призначеного в проекті.

Значення при електротермічному способі напруження визначають за формулою (2.3) [1]:

?0,1(3.18)

де n_p = 4? кількість попередньо напружуваних стержнів арматури.

Коефіцієнт точності натягування арматури за умовою (2.2) дорівнює

(3.19)

При розрахунку на утворення та розкриття тріщин у верхній (стиснутій від навантаження) зоні балки від дії зусилля обтискування напруження у_sp вводиться в розрахунок з коефіцієнтом (несприятливий вплив попереднього напруження).

При сприятловому впливі попереднього напружування арматури на роботу плити у_sp вводиться в розрахунок з коефіцієнтом

.

Попереднє напруження з урахуванням точності натягування:

у_sp=735•0,95=698,25МПа

Перші втрати.

Від релаксації напружень в арматурі ₁=0,03_sp=0,3 735=22,05МПа. Втрати від температурного перепаду ₂, деформацій анкерних пристроїв для натягування ₃, тертя арматури об огинаючі пристрої ₄, від деформацій металевої форми ₅ — всі ці втрати дорівнюють нулю, оскільки вони враховані в технологічному процесі виготовлення плити.

Зусилля попереднього обтискування бетону при знятті напружуваної арматури з упорів форми

P₀=(_sp-₁)А_s(3.20)

P₀= (735−22,05)24,63•100= 1756 кН.

Ексцентриситет цього зусилля відносно центра ваги перерізу = 71,86 см Для визначення витрат від швидконабігаючої повзучості визначаємо напруження обтиску:

_(3.21)

/R_b<0,75 R_b=23,5/0,75=28,4<0,5В25.

Приймаємо R_b=28,4МПа Стискаюче зусилля на рівні центра ваги площі напруженої арматури від зусилля обтискування з врахуванням власної ваги балки:

М=578,9МПа

(3.22)

Втрати від швидконабігачої повзучості ₆=0,8540•_bp/R_bp=0,85 400,72=24,48 МПа, тут 0,85 — коефіцієнт, що враховує теплову обробку балки.

Перші втрати до закінчення обтиску бетону

_los1= 22,05+24,48=46,53 МПа.

Напруження в напружуваній арматурі з врахуванням перших втрат

_sр1=_sp-_los1=735−46,53=688,47МПа.

Зусилля обтискування перерізу плити після перших втрат

Р₁=(_sp-_l1)А_s=(735−46,53)24,63=1695,7 кН.

Напруження в бетоні після обтиску за (3.22):

Другі втрати.

Від усадки бетону ₈=35 МПа (табл. 5, п. 8а [1]).

Від повзучості бетону при

_bp/R_bp=19,9/28,4=0,7<0,75; ₉=0,85•150_bp/R_bp=0,851 500,7=89,25МПа.

Другі втрати попереднього напружування арматури

_los2=₈+₉=35+89,25=124,25 МПа.

Втрати ₇, ₁₀, ₁₁ при електротермічному натягуванні арматури на упори опалубки відсутні.

Повні втрати попереднього напружування арматури

_los=_los1+_los2= =46,53+124,25=170,8 МПа > _los,min=100 МПа.

Зусилля обтискування перерізу бетону з урахуанням всіх втрат напружування арматури Р₂=(_sp-_los)•A_s=(735−170,8)24,63=1386,9 кH.

Розрахунок на утворення тріщин М=1984,6кНм Перевіримо виконання умови:

(3.23)

(3.24)

(3.25)

=0,84•1386,9(71,36+30,05)=118 142,2(кНсм)

W_pl = 129 733 см?

За формулою (3.24):

Так як умова (3.24) то потрібно перевірити ширину розкриття тріщин.

Розрахунок га розкриття тріщин М=1984,6кНм Від постійних і короткочасних навантажень: М=1595,04кНм Приріст напружень в арматурі від дії навантажень:

(3.26)

Згідно з розрахуємо, що набуває значення:

=134,4 см

= А_s•z₁=24,63•134,4=3310,3 см³=0,331 м³

Приріст напружень в арматурі від дії постійних і тимчасових навантажень за (3.26)

Те ж від повних навантажень:

Ширина розкриття тріщин:

(3.27)

д=1

з=1

=1

d=28мм Ширина розкриття тріщин від короткочасної дії повного навантаження:

Ширина розкриття тріщин від короткочасної дії постійного і тимчасового навантаження:

Ширина розкриття тріщин від дії постійного і короткочасного навантаження:

Короткочасна ширина розкриття тріщин:

Довготривала ширина розкриття тріщин:

Отже ширина розкриття тріщин не перевищує нормативних значень.

Розрахунок плити за деформаціями

Гранично допустимий прогин для розглядуваної панелі [4]

f_доп=l/233=1800/233=7,72 см.

Момент від постійного і тривалого навантаження: М=1595,04кНм Сумарна повздовжня сила:

Ексцентриситет

(3.28)

(3.29)

Кривизна осі при згині:

= - (3.31)

Прогини від відповідних силових дій будуть:

від постійного і довготривалого навантажень по формулі:

(3.32)

Прогин при довготривалому навантаженні тобто не перевищує допустиму величину.

4. Розрахунок фундаменту

4.1 Підбір розмірів фундаменту Вихідні дані: пісок мілкий Розрахунковий опір грунта R0=0.20 МПа.

Арматура класу А500С2, Rsc=Rs=365 МПа, Es=200 000 МПа.

Бетон використовується важкий класу В-25,Rb=14,5 МПа, Rbt=1,05 МПа, Rbtn=1,6 МПа, Eb=27 000 МПа.

висота уступів плитної частини h₁ = h₂ = 300 мм;

товщина захисного шару 50 мм.

Розрахунок виконують на найбільш небезпечну комбінацію зусиль

=1221 кН Глибину закладання підошви фундаменту приймаємо рівною 1,8 м виходячи з конструктивних міркувань та грунтових умов наведених у додатку Визначаємо розмір підошви фундаменту у першому наближені:

Оскільки фундамент знаходиться під впливом і вертикальної сили і згинального моменту приймаємо співвідношення сторін b/l=2/3, l^/ = 3,3

Приймаємо: l=3,3 м b=2,4 м Перевіряємо умови:

p? R

P < 1.2R

P > 0.

р^/ =

р^/ =

Визначаємо розрахунковий опір грутну основи у першому наближені:

Перевіряємо виконання умов:

р^/ = 190,2кПа < R = 347,2 кПа;

р^/ = 246,4кПа < 1.2R = 468 кПа;

р^/ =120,1 кПа > 0.

Так як опір під підошвою значно перевищує тиск під підошвою робимо наступне уточнення розмірів:

Мінімальний довжина плити фундаменту для колони розмірами 1,3×0,5 м (згідно з[5]):

3,0 м

2,1 м Визначаємо розрахунковий опір грутну:

Крайові тиски:

р^/ =

р^/ =

Перевіряємо виконання умов:

P = 268,1 кПа < R = 329,7 кПа;

P = 389.2 кПа < 1.2R = 395 кПа;

P =147 кПа > 0.

Умови виконуються, отже приймаємо до розрахунку розміри підошви bxL=3,0×1,8 м

4.2 Розрахунок на продавлювання колоною В якості матеріалу фундаменту використовуємо бетон класу В25. Висоту захисного шару бетону можна прийняти рівною a=5 см, тоді робоча висота перерізу h₀=700- 50=6500 (мм). Конструктивне рішення фундаменту показане на рисунку 2.2.

Рисунок 4.1 — Конструктивне рішення фундаменту в варіанті мілкого закладання Для забезпечення міцності фундаменту на продавлювання необхідне виконання умови:

(6.1)

Схема утворення піраміди продавлювання приведена на рисунку 6.1.

Для центрально навантажених квадратних фундаментів:

(6.2)

(6.3)

=(1,9+2•0,65)(0,8+2•0,65)=6,72 (м²)

Найбільше значення тиску на ґрунт при розрахунках на міцність визначається за формулою:

(6.4)

Продавлююча сила згідно з формулою (6.1):

=2(b_c+h_c+2h₀)=2(0,8+1,9+2•0.65)=8 (м) Згідно з умовою (6.1)

Умова виконується. Міцність фундаменту на продавлювання забезпечена. Отже продавлюючи сила при заданих парамера фундамента Тиск під підошвою фундаменту від дії розрахункових граничних навантажень

FmH₀R_bt

F=pA=129,7*(0.32*(3+2,36)/2+3*0,4)=266,87(кН)

267(кН)<(0.5+0,93) *0.93*0.9*1000=1196(кН) Умова міцності виконується.

4.3 Розрахунок на згин консольного виступу фундаменту Розраховуємо фундамент на згин 2-го консольного виступу фундаменту з метою визначення потрібної кількості поперечної арматури підошви. Згинальний момент у перерізі по грані стіни для консольного виступу довжиною (b-b_і)/2

Значення розрахункових згинаючих моментів у перерізах:

(6.6)

У якості робочих стержнів приймаємо арматуру класу А500С з розрахунковим опором R_s =365 МПа.

Визначимо потрібну площу перерізу арматури на 1 м довжини фундаменту як для елементу, що згинається, з поодинокою арматурою А_s1 = M/0,9h₀R_s =448,25 /(0,9×0,65×365•10³)=2,09×10^-43(м²)= 20,9 (см²).

Приймаємо у якості поздовжньої робочої арматури 5O25 А500С (А_s= 24.54 см²) з кроком 200 мм (див. рис. 2.3).

Площа поздовжньої арматури у іншому напрямі аналогічна. Крок стержнів також 100 мм (див. рис. 2.4).

Для розрахунку фундаменту на тріщиностійкість (за другою групою граничних станів) необхідно визначити можливість виникнення тріщин. Тріщини можуть виникати, якщо не виконується умова [7, 8]

М? М_crc,

де М — момент у поперечному перерізі фундаменту від експлуатаційних навантажень (для розглянутого фундаменту момент у перерізі біля грані стіни); М_crc — момент тріщиноутворення, що визначається за формулою [7, 8]

М_crc = R_btserW_pl,

де R_btser -розрахунковий опір бетону розтягу для розрахунків за другою групою граничних станів; W_pl — пружньопластичний момент опору перерізу фундаменту по розтягнутій зоні (при відсутності стисненої арматури).

Пружньопластичний момент опору знаходять за формулою

W_pl = [0,292+0,75(г₁+2м₁n)]bh², (2.9)

де г₁=0 для перерізу прямокутного перерізу, м₁=А_s/bh — коефіцієнт армування,

n=E_s/E_b — співвідношення між модулями пружності арматури і бетону.

Визначимо згинальний момент у грані стіни від експлуатаційних навантажень. Тиск під підошвою фундаменту р_g = p_ceр+М_n/W =389,2 (кПа).

М₁ = 448,25 (кНм/м).

За модулі пружності арматури і бетону відповідних класів E_s=200 000 МПа; E_b= 30 000 МПа. Їх співвідношення n=E_s/E_b = 200 000/27000 = 6,77. Коефіцієнт армування перерізу м₁=А_s/bh = 24,54/(100×65)= 0,004=0,4%>0,05%.

Пружньопластичний момент опору за формулою (2.9)

W_pl = [0,292+0,75(г₁+2м₁n)]bh²= [0,292+0,75×2×0,004×6,77]х1,0×0,65² = 0,6 (м³).

Момент тріщиноутворення за формулою (2.8)

М_crc =R_btserW_pl=1,6×0,13=0,96 (МНм)= 960 (кНм).

Перевіряємо виконання умови (2.7)

М = 448,25 кНм < М_crc= 960 кНм.

Умова виконується, отже тріщини у тілі фундаменту не виникають.

Висновок В даному курсовому проекті створено поперечну раму промислової будівлі, та проведено до неї всі основні розрахунки, які включають розрахунок балки покриття, колони та фундаментів стаканного типу.

Було представлено проектування указаних конструкцій комплексом розрахунків і графічних робіт, що включають себе їх основні креслення.

Для кожного елемента прийнятий клас бетону і відповідно до розрахунків прийнята арматура для забезпечення міцності і стійкості данних конструкцій.

Проектування виконане на основі завдання на проектування з врахуванням діючих ДБН, БНІП, ТУ та інших нормативних документів, що забезпечують технічне та економічне обгрунтування прийнятих рішень.

В результаті розрахунку запроектовано раціональні варіанти армування конструкцій та підібрано оптимальні їх прерізи з забезпеченням міцності, надійності довговічності та економічності.

Література

1. ДБН В.1.2−2:2006 «Навантаження і впливи» .

2. СНиП 2.03.01−84 «Бетонные и ж/б конструкций» .

3. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Ж/б конструкции — общий курс: Учебник — М., 1991. — 712 с.

4. Голышев А. Б. Проектирование железобетонных конструкций.: Справочное пособие. — К.: Будівельник, 1985. — 496 с.

5. Мандриков А. П. Примеры расчета ж/б конструкций. — М., 1989. -423с