Поперечник одноэтажного железобетонного промышленного здания - курсовая работа

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”

2011

Задание

Расчетная схема

1. Компоновка поперечной рамы

Выбор типа колонн и их привязка:

h_низа = (9600 - 800 - 120-20) + 150 = 8810 мм

h_верх = 12000 -9600 +1400 + 800 = 3340 мм

h_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):

S₁ = 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:

e₁ = 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:

M₄ = σ₄ · е₄ = 49,5 · 0,45 = 22,3 кН·м

- Крановые нагрузки:

D_max = γ_f · F_n · Σy_i = 1,1·175·( 1 + 0,638+0,267)=1,1*175*1,905 = 367 кН

D_min = D_max · , где F_n ^min = 33 кН

D_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:

T_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:

W₁ = 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:

W₂ = 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:

W₃ = 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

W’ = = = 2,6 кН

- Изгибающий момент в заделке от распределённой ветровой нагрузки на крайней колонне по оси А:

M = 0,86 · 12 · ( + 0,15) + [ · (12 – 5)] · [ · (12 – 5) + 5,15] = 81 кН·м

- Эквивалентная равномерно-распределённая нагрузка будет равна:

M = → 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

I₂ = = 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 =

R_АΔ = R_гΔ = = 3,4 кН

R_БΔ = R_ВΔ = = 8,3 кН

r₁₁ = R_АΔ + R_БΔ + R_ВΔ + R_ГΔ = 2 3,4+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)

R = + = = 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:

N_1-1 = G₁ = 225,4 кН

N_2-2 = G₁ + G₂ = 225,4+ 14 = 239,4 кН

N_3-3 = G₁ + G₂ + G₄ = 239,4 + 49,5 = 288,9 кН

N_4-4 = N_3-3 + G₃ = 288,9 + 58 = 346,9 кН

в) Поперечная сила:

Q_4-4 = R = 0,41 кН

Определение усилий в стойке от снеговой нагрузки.

R = + = + = = -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:

N_1-1 = N_2-2 = N_3-3 = N_4-4 = S₁ = 70 кН

в) Поперечная сила:

Q_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:

R_A = = = 17,8кН

R_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:

N_1-1 = N_2-2 = 0

N_3-3 = N_4-4 = D_max = 165 кН

в) Поперечная сила:

Q_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

R_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:

N_1-1 = N_2-2 = 0

N_3-3 = N_4-4 = D_max = 69 кН

в) Поперечная сила:

Q_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:

R = = = 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:

Q_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_{a кт} =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 =0.63кНQ_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:

M = -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

N_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

x=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

x < 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-IПримем Sw=40 см.

3.2 Подкрановая часть

- Комбинация усилий:

M = 118,5 кН·м

M_e = -0,6+(105,5+13,6)/2=58,95 кН·м

N = 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

N_cr = · ,

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

N_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-IПримем 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:

4.1 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 =0.09 10570=952 kH

Продавливающая сила:

F= P_max 0,15 2.1=157,2 0.15 2.1=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 · L₁ ² · = 2,1 · 1,05² · = 171,17 кН·м

M_2-2 = b · L₂ ² · = 2,1 · 0,75² · = 88,9 кН·м

M_3-3 = b · L₃ ² · = 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

A_S ^5-5 = = = 3,71 см²

A_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.

A_S = A_S ’ = = = < 0

Армирование принимается конструктивно из условия:

A_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;

M + Q · h_ст + *е= 101,02 – 10,9 · 0.65+38,6*0,6 = 117.1 кН·м

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%.

1 ø15 К-7 – А_sp =1,416см² ;

4 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 по группе

- - 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.

Литература

1. Нешумова К.А. «Электронные вычислительные машины системы». Учебник для техникумов спец. ЭВТ - 2е издание дополненное и переработанное. М.: высшая школа, 1989-366 стр.

2. «Программирование микропроцессорных систем». Учебник П78 пособие для вузов. В.Ф. Шальгин, А.Е Костин, В.М. Илюшенко, П.А Гимодеев. Под редакцией В.Ф. Шальгина – М.: Высшая школа, 1990-303 стр.

3. В.П. Горбунов, Д.И. Панфилов, Д.Л. Преснухин «Справочное пособие по микропроцессорам и микроЭВМ». М: Высшая школа 1988-271 стр.

4. Микропроцессоры и микропроцессорные комплекты интегральных микросхем. Справочник: 2 том/Н.М. Аверьянов, А.И. Березенко и д.р. Под редакцией В.А. Шахнова 1988-Т.2-368 стр. 64-70.

5. «Микропроцессорные средства и системы» Журнал: 1988 г., стр. 76-78.