Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания - файл n2.doc

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания

Доступные файлы (2):

n1.dwg
n2.doc	676kb.	25.06.2011 20:08	скачать

n2.doc

2.9 Расчет панели по деформациям (прогибам)

Определяем нормативные нагрузки:

q_cd = 500*3 = 1500 H/м;

q_ld = 3575*3 = 10725 H/м;

Усилие Р₀₁ в напрягаемой арматуре при _sp = 1:

Р₀₁ = *А = 667кН;

q_ep = 8*667000*0.646/17.75² = 10940 Н/см;

Вычисляем потери _los для крайнего сжатого волокна бетона, если бы там находилась напрягаемая арматура. Для этого находим напряжение сжатия _вр^/ в сжатом волокне в момент передачи сжатия на бетон:

_bp^/ = P₀₁/A_red-(P₀₁*e_op-M_c)(h_oc*e_op)/I_red = 666936/2185-(666936*64,6-

-26000000)*(95-64,6)/2,42*10⁶ = 91 H/см = 0,91 МПа,

где h_oc = h-a = 1000-50 = 950 мм.

Потери напряжения будут равны:

а) от быстронатекающей ползучести

₆ = 0,85*40*0,9/21 = 1,5 МПа;

б) от усадки бетона

₈ = 35 МПа;

в) от ползучести бетона

₉ = 0,85*150*0,9/21 = 5,5 МПа;

Общие потери

_los = 1,5+35+5,5 = 42 МПа;

При  = 93,3 МПа и _b2 = 2 прогиб в средней части пролета от длительных и постоянных нагрузок:

f₀^н = (1500 + 2*10725 10940)*1775⁴/(48*0,85*0,29*10⁵*100*2,42*10⁶*100)-

-(93,3-42)*1775²/(6*1,9*10⁵*95) = 2,97 см. Допустимый прогиб f_im =

= 1775/400 = 4.44 см > 2,97 см. Следовательно, конструкция удовлетворяет требованиям норм.
2.10 Расчет по образованию трещин

Момент сопротивления сечения относительно нижней грани сечения: W_red = I_red/(e_op+a) = 2,42*10⁶/(64,6+5) = 34800 cм³.

Расстояние от центра тяжести сечения до верхней ядровой точки с учетом к-та 0.8, определяется по формуле:

r_y = 0,8W_red/A_red = 0,8*34800/2185 = 12,8 см;

Равнодействующая усилий в напрягаемой арматуре с учетом всех потерь при =1:

Р₀₂ = (_sp-_los)*A_sp = (531-93,3)*100*12,56 = 549 кН;

Определяем изгибающий момент M_crc в средней части пролета панели при образовании трещин:

M_crc = 1,8*100*48700+549751(64,6+12,8) = 513 кН*м > Mⁿ = 457 кН*м,

Это соответствует равномерно распределенной нагрузке при образовании трещин:

q_crc = 8*M/3l₀² = 8*51,3*10⁶/3*17.75² = 4342 Н/м² > (q+p) = 4075 Н/м²,

где 3 - номинальный размер ширины панели.

Таким образом, трещиностойкость панели при  = 1 обеспечена, трещины не появляются даже при нагрузках с коэффициентом надежности по нагрузке  большем 1, при которых расчетный изгибающий момент М =

= 55,3*10⁶ Н*см > M_crc = 51,3*10⁶ Н*см.



Рисунок 9 – Армирование панели КЖС.
2.11 Расчет оболочки между диафрагмами

В расчете принимается коэффициент натяжения =1,1.

Тогда равнодействующая усилий напряжений:

P₀₂ = (_sp-_los)*A_sp = (585-105)*100*12,56 = 603 кН;

Вертикальная нагрузка на 1 м², эквивалентная по нормальной силе, возникающей в оболочке от предварительного напряжения панели:

q_р =8*Р₀₂(I_red/y₀^/*A_red-e_0p)/(b₀l₀²) = 8*603000*[2,42*10⁶/(2185*28,9)-

-64,6]/(300•1775²) = -0,134 H/м².

Коэффициент, учитывающий неравномерность распределения сил сжатия в оболочке:

 = b_f^’ h_f^’y₀z₀/I_red = 294*3*28,9*93,5/(2,42*10⁶) = 0,988<1, принимаем равным 1.

Предельная нагрузка, воспринимаемая панелью:

q_max = 8R_sA_sz₀/(b₀l₀²) = 8*12,56*510*100*93,5/(300*1775²) = 5070 Н/м².

Если А_во = 294*3 = 882 см², _sр = 584 МПа _los = 105 МПа, определяем прогиб панели в начале текучести арматуры диафрагм по формуле:

f_T = 0.173*1₀²((1+*A_sp\A_bo)1.4R_s-_sp+) =

= 0.173*1775²/93.5*1.9*10⁵*100*((1+6.55*12,56/882)*1.4*510*100 –

-584*100+105*100) = 9,2 см;

Вычисляем максимальный прогиб при нагрузке 1,4*q:

f_0,max = f_T-(f_T-f_p)\/1-q/q_lim = 9,2-(9,2+3,43)\/(1-4928/5070) = 7,1 см,

где f_p прогиб (выгиб) от силы обжатия, равный:

f_p = -P₀₂*e_op*1₀²/6k_r E_BI_red =

= -603000*64,6*1775²/(6*0.85*0.29*10⁵*100*2,42*10⁶) = -3,43 см;

Местная нагрузка на оболочку:

q_m = 4928-103500/54*1,1-40+0,03*2500*10*1,1 = 3604 Н/м²,

где 103500 - масса панели (по заданию), 40 - приближенная расчетная нагрузка от заливки швов (Н/м²), 2500*10(Н/м³)-плотность бетона,

получаем:

q_I,max = q_m-(1-f_0,max/ z₀ )[( g+s)+qp]*=3604-(1-7,1/93.5)*(4928-1341)*0,988=329 Н/м².

Расчет оболочки при неравномерном нагружении на половине пролета слева:

Расчетная снеговая нагрузка слева:

Р = 1400 Н/м² ,постоянная нагрузка по всему пролету q = 3528 Н/м²

Отношение  = p/q = 1400/3528 = 0,4, усредненная нагрузка q_c =

= 3528+0,5*1400 = 4228 Н/м²;

Изгибающую нагрузку для левой половины пролета определяем также при =1,1. При этом значения q, f - принимаем по ранее вычисленным знаениям.

Расчетный прогиб:

f_0,max = 9,2-(9,2+3,43)?(1-4228/5070) = 4,05 см;

Расчетная изгибающая нагрузка q_i,g для левой нагруженной снегом половины пролета:

q_i,g = q_m,g-(1-2(1+)f_0,max/(2+)z₀)*(3+2/3*g+q_p);

То же, для правой половины пролёта (без снега):

q_i,d = q_m,d-(1-2*f_0,max/(2+)z₀)*(3+/3*g+q_p),

где  = p/g, при определении f_0,max и q_p принимаем _sp = 1,1, а при вычислении f_0,min и q_p – 0,9; в формулах для f_0,max и f_0,min q заменяется на усреднённую q_c = = g+0.5*p;

f_0,min = f_т – (f_т – f_р)*?(1-q/1.4*q_lim);

Подставляя полученные данные в уравнение, считая что q_m,g = 3604 Н/м², расчетная изгибающая нагрузка для левой половины пролета:

q_i,g = 3604-(1-2*(1+0.4)*4,05/(2+0.4)*93.5)(3+2*0.4/3*3528+1341)*0,988 =

= 669 Н/м²;

Проверяем правую половину оболочки при  = 0,9, _sp = 478 мПа, _los =

= 82 МПа:

Р₀₂ = (478-82)100*12,56 = 497 кН;

Эквивалентная нагрузка от усилий предварительного напряжения

q_p = 8*497376/300*1775²(2,42*10⁶/2185*28,9-64,6) = -1106 Н/м²;

Выгиб от усилий предварительного напряжения:

f_р =-Р₀₂e_0pl₀²/(6_b1E_bI_red) = -497376*64,6*1775²/6*0,85*0,29*10⁵*100*2,42*10⁶ = =-2,83 см;

Прогиб f_т панели в начале текучести арматуры диафрагм:

f_т = 0,173*1775²/(93,5*1,9*10⁵*100)*((1+6,55*12,56/882)*1,4*510*100-

-478*100+82*100) = 7,7 см;

Местная нагрузка q_m,d для правой половины пролёта:

q_m,d = 3528-103500*1,1/54-40+0,03*25000*1,1 = 2204,7 Н/м²;

Расчётный прогиб в середине пролёта:

f_0,min = f_т – (f_т – f_р)*?(1-q/1.4*q_lim) = 7,7-(7,7+2,83)*?(1-4228/(1,4*5070)) = 1 см.

Определяем расчётную изгибающую нагрузку для правой половины пролёта:

q_i,d=2204,7-(1-2*1/((2+0,4)*93,5)*((3+0,4)/3+3528+867,8)*0,988=-624,4 Н/м²;

Таким образом, получены следующие изгибающие нагрузки:

q_I,max = 329 Н/м²;

при нагружении снегом на правой половине пролёта:

q_i,g = 669 Н/м²;

q_i,d = -624,4 Н/м²;

По максимальной нагрузке подбираем арматуру сеток оболочки.

Назначаем армирование оболочки сеткой с рабочими стержнями 5 мм класса Вр-I с шагом 200 мм. Продольная арматура 4 мм Вр-I с шагом 300 мм. На 1 метр оболочки приходится 5Ш5 Вр-I, A_s = 0,98 см²; R_s = 360 МПа. При R_b = 17 МПа, R_bn = 22 МПа, толщине оболочки 3 см и пролёте оболочки между вутами l₀ = 220 см:

q_i,lim = 8A_sR_s/l₀²*(100*h_f^/-A_sR_s/(R_b*_b2) = 8*0,98*360*100/220²*(100*3-

-1.96*360*100/(17*100*0.9) = 1614,9 Н/м², что больше q_i,d = 669 Н/м².

Принятые размеры и армирование обеспечивают несущую способность оболочки на изгиб.
2.12 Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмами

Ее проверяют расчетом на изгиб.

Принимая 1v = 220см, a_v = 30 см и q_i,max = 669 Н/м²:

нагрузки: M₁ = М₂ = 669[2,2²/16+0,3(0,3+2,2)/2] = 453 Н*м;

Момент воспринимаемый арматурной сеткой оболочки, где на 1м предусмотрено 55 Вр-1 с А=0,98 см², воспринимает момент:

M = 0,9*17*100*100*0,23*(5,5-0,5*0,23) = 1895 Н*м > 453 Н*м – М₁;

Относительная высота сжатой зоны бетона

Х = 360*0,98/0,9*17*100 = 0,23 см;

h₀ =7-1.5 = 5.5 cм.

Условие прочности соблюдается, дополнительные армирование сопряжения оболочки с диафрагмами по расчету не требуется.

Момент воспринимаемый арматурной подвеской, располагаемый в ребрах жесткости диафрагм. При 10А-Ш с А_s = 0,78 см² и b ? 12_р = 12*4 = = 48см (_р = 4см-толщина стенки диафрагмы); h₀ = 0.5*12 = 6 см,

вычисляем Х = 365*0,78/0,9*17*48 = 0,39 см;

Момент, воспринимаемый сечением:

М=0.9*17*100*48*0,39(6-0,5*0,39) = 1662 Н*м > М₂ = 453 Н*м,

Условие выполняется.
3 Расчёт продольной балки

Бетон тяжелый класса В30; расчетные сопротивления при сжатии R_b=17 МПа; при растяжении R_bt=1,2 МПа; коэффициент условий работы бетона _b2 = 0,9; модуль упругости Е_b = 29000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-V, расчетное сопротивление R_s= 680 МПа, модуль упругости Е_s = 190 000 МПа, R_sn = 785 МПа.



Рисунок 10 - Расчетная схема продольной балки.

g = b*h*?*?_f*?_n = 0.5*1*25*1,1*0,95=13 кН/м – расчетная нагрузка от собственного веса балки.

F = F_сн + F_пб + F_кжс;

F_пб + F_кжс = 3528*3*18 =1 90512 Н.

F_сн = 1000*3*18 = 54000 Н.

F = 190512 + 54000 = 244512 Н = 245 кН.

M_F = F*l/2 = 244512*12/2 = 1467072 Н*м;

M_q = g_.*l²/8 = 13000*12²/8 = 234000 Н*м;

M = M_F + M_q = 1467072 + 234000 = 1701072 Н*м.

Q = (F + g*l)/2 = (244512+1300*12)/2 = 200256 Н.

Рассчитываем прочность балки но нормальным сечениям,

?_m = M/(R_b*?_b2*b*h₀²) = 170107200/(17*100*0.9*50*100²)=0.22

Находим  = 0,26,  = 0,87.

Вычисляем характеристику сжатой зоны:

? = 0.85-0.008 R_b = 0.85-0.008*0.9*17 = 0.72;

Вычисляем границу сжатой зоны:

_R= ?/(1+(_sR/500)(1-/1,1)) = 0,72/[1+(609/500)(1-0,72/1,1)] = 0,52;

_sr = R_s+400-_sp-_sp = 680+400-471 = 609 МПа;

Коэффициент условий работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести

_s6 = -(-1)(2/_R-1) = 1.15-(1.15-1)*(2*0.24/0.55-1) = 1.17 > ,

где  = 1,15-для арматуры класса А-V,

принимаем = 1,15;

Вычисляем площадь сечения растянутой арматуры:

A_s = M/ R_sh_o = 17017200/(680*1,15*100*0,87*97) = 25 см²,

Принимаем 6 25 A-V с A_s = 29,45 см².

4 Статический расчёт поперечной рамы

4.1 Сбор нагрузок.

а) Постоянные нагрузки:



Рисунок 11 - Расчетная схема.

- Расчетная нагрузка, передаваемая на колонну от кровли и панелей КЖС

На крайнюю колонну:

F₁ = (g *l₂*l₁/2+g_кжс/2 *_fn+ g_пр.б*_f)*_n =

= (1312*12*18/2+120000/2*1.1+132000*1.1)*0.95 = 324 кН;

G_пр.б = b*h*l₂**_f = 0.4*1*12*25000*1.1 = 132000 H.

На среднюю колонну:

F₂ = (g *l₂*l₁+g_кжс*_fn+ g_пр.б*_f)*_n =

= (1312*12*18+120000*1,1+165000*1,1)*0,95 = 567 кН;

G_пр.б = b*h*l₂**_f = 0.5*1*12*25000*1.1 = 165000 H.

- Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки с рельсом на колонну

G_ПБ = 82500 Н;

вес подкранового пути – 1500 Н/м;

F_ПБ = (G_ПБ +1,5* l₂)*?_f ?_n = (82,5+1.5*12)*1,1*0,95 = 105 кН.
- Расчетная нагрузка от собственного веса колонн

Крайняя колонна:

надкрановая часть – b*h = 50*60 см; Н_в = 4 м;

F_B1 = b*h*H_B*?*?_f*?_n = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31,35 кН;

подкрановая часть – Н_Н = 8,35 м;

F_Н1 = (F_ветв + F_расп + F_конс)*?*?_f*?_n = (2*0,25*0,5*8,35 + 2*0,7*0,5*0,7+ +1*1,2*0,5)*25*1,1*0,95 = 75,5 кН.

Средняя колонна:

Надкрановая часть

F_B2 = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31.35 кН;

Подкрановая часть

F_Н2 = (2*0,25*0,5*8,35 + 2*0,7*0,5*0,7+2*1*0,5)*25*1,1*0,95 = 85,95 кН.

б) Временные нагрузки:

- Снеговая нагрузка

Вес снегового покрова на 1 м² площади горизонтальной проекции покрытия для III-го района S_о = 1000 Н/м²;

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м² площади покрытия:

F = S_о*?*?_f = 1000*1*1,4 = 1400Н/м²;

Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну:

F_СН1 = F* l₂*l₁/2*?_n = 1,4*12*18/2 = 143,64 кН;

То же на среднюю колонну:

F_СН2 = 2*F_СН1 = 2*143,64 = 287,28 кН.

- Крановая нагрузка

Для крана Q = 15 т с легким режимом работы:
Характеристики крана

Таблица 3

Грузоподъемность крана Q, т	Пролет крана lcr, м	Основные габаритные размеры, мм				Давл. колеса на подкрановый рельс Fn,max, тс	Масса, т		Тип кранового рельса
		Ширина крана, В	База крана, К	Н	В1		Тележки	Крана с тележкой G
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10
15	16,5	6300	4400	2300	260	16,5	5,3	25,0	КР-70

Минимальное давление крана на колесо:

F_n,min = (Q+G)/2-F_n,max =(150+250)/2-165 = 35 кН;

2 – число колес на одной стороне крана.

Расчетное давление при ?_f=1,1 и ?_n=0,95:

F_max = F_n,max*?_f*?_n = 165*1,1*0,95 = 172,4 кН;

F_min = F_n,min*?_f*?_n = 35*1,1*0,95 = 36,6 кН.

Расчетные вертикальные давления определим по линиям влияния от 2 сближенных кранов с учетом коэффициента сочетания ?_с=0,85 (для 2-х кранов).