Поперечник одноэтажного железобетонного промышленного здания

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

Расчетная схема

1. Компоновка поперечной рамы

Выбор типа колонн и их привязка:

_низа = (9600 - 800 - 120-20) + 150 = 8810 мм_верх = 12000 -9600 +1400 + 800 = 3340 мм_кол= h_низа + h_верх = 8810 + 3340 = 12150 мм

Конструкция колонны:

1.1 Расчёт нагрузок

От покрытия:

постоянная:

σ₁ = γ_f1 ·  + γ_f2 · (g_стяжки + g_пар + g_кровли) ·  = 1,1 ·  + 1,3 · (0,02 · 20 + 0,04 · 3 + 0,04) ·  = 225,4 кН

полезная (снег):₁ = γ_f · 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

М_снег1 = 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

М_снег2 = 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 = γ_f · F_n · Σy_i = 1,1·175·( 1 + 0,638+0,267)=1,1*175*1,905 = 367 кН_min = D_max · , где F_n^min = 33 кН_min =367 ·  = 69 кН

Изгибающие моменты от давления крана:

М_max = D_max · e₄ = 367 · 0,45= 165 кН·м

М_min =- D_min · e₅ = -69 · 0,75 = -52 кН·м

Горизонтальная сила торможения тележки крана:_max = ± γ_f · · Σy_i = ± 1,1 · · 1,905 = ± 10,5 кН

Ветровая нагрузка:

Давление ветра: W = γ_f · 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:=  → q_W =  =  = 1,1 кН/м

На правой колонне (по оси В): q_W’ = 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:

к^кр = 0,275³ ·  = 0,06; к₁ = 0

Для средней колонны:

к^кр = 0,275³ ·  = 0,03; к₁ = 0

2.2 Реакции колонн и рамы в целом на смещение Δ=1

Бетон - В20 (E_b = 2700 кН/см²); R_Δ = _АΔ = R_гΔ =  = 3,4 кН_БΔ = R_ВΔ =  = 8,3 кН

₁₁ = R_АΔ + R_БΔ + R_ВΔ + R_ГΔ = 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:

М_1-1 = 3,4 кН·м

М_2-2 = 3,4 - 0,4 · 3,34 = 2,03 кН·м

М_3-3 = 2,03-21,4-1,5+22,3 = -0,6 кН·м

М_4-4 = 3,4 -21,4-1,5+22,3- 0,41 · 12,15 = -2,2 кН·м

б) Продольные силы:_1-1 = G₁ = 225,4 кН_2-2 = G₁ + G₂ = 225,4+ 14 = 239,4 кН_3-3 = G₁ + G₂ + G₄= 239,4 + 49,5 = 288,9 кН_4-4 = N_3-3 + 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:

М_1-1 = 1,1 кН·м

М_2-2 = 1,1 + 0,6 · 3,34 = 3,1 кН·м

М_3-3 = 3,1-6,7 = -3,4 кН·м

М_4-4 = 1,1 -6,7 + 0,6 · 12,15 = 1,69 кН·м

б) Продольные силы:_1-1 = N_2-2 = N_3-3 = N_4-4 = 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 =  =  = 17,8кН_Б =  =  = - 5,8 кН

Так как количество пролетов равняется трем, то смещение верха колонны не учитываем.

Рассмотрим нагружение на крайнюю колонну по оси А силой Д_мах,а на среднюю колонну по оси Б силой Д_min.Такое нагружение несимметричное.

Усилия в колонне:

а) Изгибающие моменты:

М_1-1 = 0

М_2-2 = - 17,8 · 3,34 = - 59,5 кН·м

М_3-3 = - 59,5 + 165 = 105,5 кН·м

М_4-4 = - 17,8 · 12,15 + 165 = -51,3 кН·м

б) Продольные силы:_1-1 = N_2-2 = 0_3-3 = N_4-4 = D_max = 165 кН

в) Поперечная сила:_4-4 = R = 17,8 кН

Загрузим крайнюю колонну по оси А силой Д_min,а среднюю колонну по оси Б силой Д_мах.

М_А = D_min · e_кр = 69 · 0,45= 31,1 кН·м

М_Б =- D_max · e_кр = -367 · 0,75 = -275,3 кН·м

R_A =  =  = 3.4кН_Б =  =  = - 30.5 кН

а) Изгибающие моменты:

М_1-1 = 0

М_2-2 = - 3.4 · 3,34 = - 11.4 кН·м

М_3-3 = - 11.4 + 31.1 = 19.7 кН·м

М_4-4 = - 3.4 · 12,15 + 31.1 = -10.2 кН·м

б) Продольные силы:_1-1 = N_2-2 = 0_3-3 = N_4-4 = D_max = 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:

М_1-1 = 0

М_2-2 = 7.2 · 3,34 - 10.5 · 1,0 = 13.6 кН·м

М_3-3 = М_2-2 = 13.6 кН·м

М_4-4 = 7.2·12,15-10.5·(12.15-2.4)= -14.9кН·м

б) Продольные силы:

N_1-1 = N_2-2 = N_3-3 = N_4-4 = 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 w_aкт=1.1кН/м,w_пасс=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:

R_ip=В_А+В_Г+W=4.8+3.6+3.5=11.9кН

Δ₁=-

В_упрА =

В_упрГ=

строим эпюры М,N и Q от нагружения ветром слева направо

М_1-1=0 М_2-2= М_3-3 =

М_4-4=

При нагружении колонны по оси В реакцией В_прВ=0.63кН и равномерно распределенной нагрузкой w_пасс=0.83кН/м.

М_1-1=0 М_2-2= М_3-3 =

М_4-4=

Ось А: Q_1-1=-1.83кН Q_2-2=Q_3-3=1.1∙3.34-1.83=1.84кН

Q_4-4=1.1∙12.15-1.83=11.55кН

Ось Г: Q_1-1=-0.63кН Q_2-2=Q_3-3=0.83∙3.34-0.63=2.14кН

Q_4-4=0.83∙12.15-0.63=9.46кН

нагружение ветром справа налево

Значения усилий будут такие:

Ось А: М_1-1=0 М_2-2= М_3-3 =-2.5 кН∙м

М_4-4=-53.6кН∙м

Q_1-1=0.63 кН Q_2-2=Q_3-3=-2.14кН Q_4-4=-9.46кН

N_1-1=N_2-2=N_3-3=N_4-4=0

Ось Г: М_1-1=0 М_2-2= М_3-3 =-0.02кН∙м

М_4-4=-59.0кН∙м

Q_1-1=1.83кН Q_2-2=Q_3-3=-1.84кН

Q_4-4=-11.55кН

3. Расчёт внецентренносжатой колонны

Бетон В25, Арматура класса А400с, армирование - симметричное.

3.1 Надкрановая часть

Комбинация усилий:= -71.07 кН·м; M_e = 2.03+(-59.5-13.6)/2=-34.57 кН·м; N = 239.4 кН

Расчётная длина: L₀ = 2 · Н_надкр = 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:

φ_L = 1 + β · , где β принимается равной 1 (для тяжёлого бетона)

φ_L = 1 + 1 ·  = 1.49

Определение коэффициента δ:

δ₁ = е₀ / h = 30 / 38 = 0,789

δ₂ = 0,5 - 0,01 ·  - 0,01 · R_b= 0,5 - 0,01 ·  - 0,01 · 14,5 = 0,178

Принимаю: δ = δ_max = 0,789

- ν = E_S / E_b = 20000 / 3000 = 6,67

_cr =  · ,

где μ - коэффициент армирования (предварительно принимается = 0,005)

N_cr =  ·  = 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/R_b·b=239.4/1,45·40=4.1 см; ξ_y·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

A_S = A_S’ = =  = 3.4 см²

Армирование принимаем конструктивно: 6Ø16А400с(A_S=12,06см²)

Хомуты и шпильки: Ø5Вр-I Примем Sw=40 см.

3.2 Подкрановая часть

Комбинация усилий:= 118,5 кН·м_e = -0,6+(105,5+13,6)/2=58,95 кН·м= 453,9 кН

Расчётная длина: L₀ = 1,5 · Н_подкр = 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:

φ_L = 1 + β · , где β принимается равной 1 (для тяжёлого бетона)

φ_L = 1 + 1 ·  = 1,5

Определение коэффициента δ:

δ₁ = е₀ / h = 26 / 60 = 0,433

δ₂ = 0,5 - 0,01 ·  - 0,01 · R_b= 0,5 - 0,01 ·  - 0,01 · 14,5 = 0,13

Принимаю: δ = δ_max = 0,433

- ν = E_S / E_b = 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/R_b·b=453,9/1,45·40=7,8 см; ξ_y·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

A_S = A_S’ =  =  = 1,54

Армирование принимается конструктивно исходя из:

(A_S + A_S’)_min = 0,004 · b · h = 0,004 · 40 · 60 = 9,6 см²

6Ø16А400с(A_S=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

А_ф=5,67м²; W_ф=2,55м³; N^ser=465,9кН; М^ser=-91,76кН∙м; d=1,95

Р_средн =  =  = 121,2 кПа < R₀ = 150 кПа

4.2 Расчет фундамента на продавливание

Проекция площади среза на продавливание:

А_прод=0,15*2,1+=1,057м²=10570см²

Прочность на скалывание:

R_bt А_прод=0.0910570=952 kH

Продавливающая сила:

F= P_max0,152.1=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 =  + P_min = + 85,2 = 129,2 кПа

P₂ =  + P_min =  + 85,2 = 137,2 кПа

P₃ =  + P_min =  + 85,2 = 147,9 кПа

б) Изгибающие моменты в расчётных сечениях:

M_1-1 = b · L₁² ·  = 2,1 · 1,05² ·  = 171,17 кН·м

M_2-2 = b · L₂² ·  = 2,1 · 0,75² ·  = 88,9 кН·м

M_3-3 = b · L₃² ·  = 2,1 · 0,45² ·  = 32,77 кН·м

в) A_S^1-1 =  =  = 3,93 см²

A_S^2-2 =  =  = 6,66 см²

A_S^3-3 =  =  = 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 (A_S = 21,55 см²), шаг 150 мм

4.5 Расчёт арматуры подошвы фундамента в направлении Б

а) Изгибающие моменты в расчётных сечениях:

М_4-4 = 0,125 · Р_СР · а · (b - b_кол)² = 0,125 · 121,2 · 2,7 · (2,1 - 0,6)² = 92,03 кН·м

М_5-5 = 0,125 · Р_СР · а · (b - b₁)² = 0,125 · 121,2 · 2,7 · (2,1 - 1)² = 49,5 кН·м

М_6-6 = 0,125 · Р_СР · а · (b - b₂)² = 0,125 · 121,2 · 2,7 · (2,1 - 1,6)² = 10,2 кН·м

в) A_S^4-4 =  =  = 2,11 см²_S^5-5 =  =  = 3,71 см²_S^6-6 =  =  = 1,76 см²

Принимаю: 18 Ø 10 А300с (A_S = 14,13 см²), шаг 150 мм

4.6 Расчёт продольной вертикальной арматуры

M_7-7 = M + Q · h_ст+ = 101,02 - 10,9 · 0,65+38,6*0,6 = 117,1 кН·м

N_7-7 = N + γ_f · V_ст · ρ_ж.б. = 495,4+38,6 + 1,1 · (1,2 · 1,0 · 0,65) · 25 = 555,45 кН

е₀ = M_7-7 / N_7-7 = 117,1 / 555,45 = 0,21 м = 21 см

е = е₀ +  - а = 21 +  - 5 = 76 см

Определяем положение нейтральной оси:

R_b · b_f’ · h_f’ = 1,15 · 100 · 25 = 2875 кН > N = 555,45 кН → нейтральная ось проходит в полке;

х = N / R_b · b = 555,45 / 1,15 · 100 = 4,83 см → имеет место первый случай внецентренного сжатия._S = A_S’ =  =  = < 0

Армирование принимается конструктивно из условия:_S^min = 0,0005 · b_f’ · h = 0,0005 · 120 · 100 = 6 см²

Принимаю: 5 Ø 16 А300с (A_S = 10.05 см²)

4.7 Расчёт поперечной арматуры стакана фундамента

A_SW = , где

ΣZ_SW - сумма расстояний от дна стакана до каждой ниже лежащей сетки;

ΣZ_SW = 15 + 35 + 55 + 75 = 180 см

A_SW =  = 2.9 см²

Принимаю: 4 Ø 10 А300с (A_S = 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:

n_s=0,85 - коэффициент сочетания усилий, зависит от количества кранов;

k_f - коэффициент, определяющий положение сечения (для середины пролета k_f=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 - А_sp=1,416см²;

 ø15 К-7 - А_sp=5,66см²;

A_sp^’=0,2∙ А_sp=0,2∙5,66=1,13 см²;

Принимаем: 2 ø15 К-7 - А_sp^’=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

σ_bp - напряжение на уровне арматуры;

R_bp - «отпускная» прочность бетона (прочность, при которой отпускается арматура) R_bp=(0,7…0,9)R. Класс бетона В40 R_bp=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:

Т_ser=

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:

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.