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

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания
Скачать все файлы (381.1 kb.)

Доступные файлы (2):
n1.dwg
n2.doc676kb.25.06.2011 20:08скачать

n2.doc

1   2   3   4
2.9 Расчет панели по деформациям (прогибам)

Определяем нормативные нагрузки:

qcd = 500*3 = 1500 H/м;

qld = 3575*3 = 10725 H/м;

Усилие Р01 в напрягаемой арматуре при sp = 1:

Р01 = *А = 667кН;

qep = 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/Ared-(P01*eop-Mc)(hoc*eop)/Ired = 666936/2185-(666936*64,6-

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

где hoc = 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:

f0н = (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 fim =

= 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: Wred = Ired/(eop+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:

ry = 0,8Wred/Ared = 0,8*34800/2185 = 12,8 см;

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

Р02 = (sp-los)*Asp = (531-93,3)*100*12,56 = 549 кН;

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

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

Это соответствует равномерно распределенной нагрузке при образовании трещин:

qcrc = 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 > Mcrc = 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)*Asp = (585-105)*100*12,56 = 603 кН;

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

qр =8*Р02(Ired/y0/*Ared-e0p)/(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:

 = bf hfy0z0/Ired = 294*3*28,9*93,5/(2,42*106) = 0,988<1, принимаем равным 1.

Предельная нагрузка, воспринимаемая панелью:

qmax = 8RsAsz0/(b0l02) = 8*12,56*510*100*93,5/(300*17752) = 5070 Н/м2.

Если Аво = 294*3 = 882 см2, sр = 584 МПа los = 105 МПа, определяем прогиб панели в начале текучести арматуры диафрагм по формуле:

fT = 0.173*102((1+*Asp\Abo)1.4Rs-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:

f0,max = fT-(fT-fp)\/1-q/qlim = 9,2-(9,2+3,43)\/(1-4928/5070) = 7,1 см,

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

fp = -P02*eop*102/6kr EBIred =

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

Местная нагрузка на оболочку:

qm = 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:

qI,max = qm-(1-f0,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 qc =

= 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:

f0,max = 9,2-(9,2+3,43)?(1-4228/5070) = 4,05 см;

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

qi,g = qm,g-(1-2(1+)f0,max/(2+)z0)*(3+2/3*g+qp);

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

qi,d = qm,d-(1-2*f0,max/(2+)z0)*(3+/3*g+qp),

где  = p/g, при определении f0,max и qp принимаем sp = 1,1, а при вычислении f0,min и qp – 0,9; в формулах для f0,max и f0,min q заменяется на усреднённую qc = = g+0.5*p;

f0,min = fт – (fт – fр)*?(1-q/1.4*qlim);

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

qi,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

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

Выгиб от усилий предварительного напряжения:

fр =-Р02e0pl02/(6b1EbIred) = -497376*64,6*17752/6*0,85*0,29*105*100*2,42*106 = =-2,83 см;

Прогиб fт панели в начале текучести арматуры диафрагм:

fт = 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 qm,d для правой половины пролёта:

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

Расчётный прогиб в середине пролёта:

f0,min = fт – (fт – fр)*?(1-q/1.4*qlim) = 7,7-(7,7+2,83)*?(1-4228/(1,4*5070)) = 1 см.

Определяем расчётную изгибающую нагрузку для правой половины пролёта:

qi,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:

qI,max = 329 Н/м2;

при нагружении снегом на правой половине пролёта:

qi,g = 669 Н/м2;

qi,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, As = 0,98 см2; Rs = 360 МПа. При Rb = 17 МПа, Rbn = 22 МПа, толщине оболочки 3 см и пролёте оболочки между вутами l0 = 220 см:

qi,lim = 8AsRs/l02*(100*hf/-AsRs/(Rb*b2) = 8*0,98*360*100/2202*(100*3-

-1.96*360*100/(17*100*0.9) = 1614,9 Н/м2, что больше qi,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, av = 30 см и qi,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 Аs = 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 Rb=17 МПа; при растяжении Rbt=1,2 МПа; коэффициент условий работы бетона b2 = 0,9; модуль упругости Еb = 29000 МПа.

Арматура продольная рабочая класса А-V, расчетное сопротивление Rs= 680 МПа, модуль упругости Еs = 190 000 МПа, Rsn = 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 = Fсн + Fпб + Fкжс;

Fпб + Fкжс = 3528*3*18 =1 90512 Н.

Fсн = 1000*3*18 = 54000 Н.

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

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

Mq = g.*l2/8 = 13000*122/8 = 234000 Н*м;

M = MF + Mq = 1467072 + 234000 = 1701072 Н*м.

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

Рассчитываем прочность балки но нормальным сечениям,

?m = M/(Rb*?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 Rb = 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 = Rs+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:

As = M/ Rsho = 17017200/(680*1,15*100*0,87*97) = 25 см2,

Принимаем 6 25 A-V с As = 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+gкжс/2 *fn+ gпр.б*f)*n =

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

Gпр.б = b*h*l2**f = 0.4*1*12*25000*1.1 = 132000 H.

На среднюю колонну:

F2 = (g *l2*l1+gкжс*fn+ gпр.б*f)*n =

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

Gпр.б = b*h*l2**f = 0.5*1*12*25000*1.1 = 165000 H.

- Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки с рельсом на колонну

GПБ = 82500 Н;

вес подкранового пути – 1500 Н/м;

FПБ = (GПБ +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; Нв = 4 м;

FB1 = b*h*HB*?*?f*?n = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31,35 кН;

подкрановая часть – НН = 8,35 м;

FН1 = (Fветв + Fрасп + Fконс)*?*?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

FB2 = 0,5*0,6*4*25*1,1*0,95 = 31.35 кН;

Подкрановая часть

FН2 = (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 Sо = 1000 Н/м2;

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2 площади покрытия:

F = Sо*?*?f = 1000*1*1,4 = 1400Н/м2;

Расчетная снеговая нагрузка на крайнюю колонну:

FСН1 = F* l2*l1/2*?n = 1,4*12*18/2 = 143,64 кН;

То же на среднюю колонну:

FСН2 = 2*FСН1 = 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:

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

2 – число колес на одной стороне крана.

Расчетное давление при ?f=1,1 и ?n=0,95:

Fmax = Fn,max*?f*?n = 165*1,1*0,95 = 172,4 кН;

Fmin = Fn,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).
1   2   3   4
Учебный текст
© perviydoc.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации