Головна
Банківська справа  |  БЖД  |  Біографії  |  Біологія  |  Біохімія  |  Ботаніка та с/г  |  Будівництво  |  Військова кафедра  |  Географія  |  Геологія  |  Екологія  |  Економіка  |  Етика  |  Журналістика  |  Історія техніки  |  Історія  |  Комунікації  |  Кулінарія  |  Культурологія  |  Література  |  Маркетинг  |  Математика  |  Медицина  |  Менеджмент  |  Мистецтво  |  Моделювання  |  Музика  |  Наука і техніка  |  Педагогіка  |  Підприємництво  |  Політекономія  |  Промисловість  |  Психологія, педагогіка  |  Психологія  |  Радіоелектроніка  |  Реклама  |  Релігія  |  Різне  |  Сексологія  |  Соціологія  |  Спорт  |  Технологія  |  Транспорт  |  Фізика  |  Філософія  |  Фінанси  |  Фінансові науки  |  Хімія

Несучі конструкції одноповерхового промислового будинку з мостовими кранами середнього режиму роботи (пояснювальна записка №2 до курсового проекту (необхідний AutoCad 2000 або вище)) - Будівництво

 Таблиця 3

 Вихідні дані для розрахунку на ЕОМ

 № \ № 1 2 3 4 5 6

 1 Шифр Число гілок в крайній колоні Число гілок в середній колоні Кількість прольотів Висота крайней колони Нкр, м Висота середньої колони Нср, м

 34067 2 - 1 15.750 -

 2 Число панелей в крайній колоні Число панелей в середній колоні Ширина крайньої колони bкр, м Ширина середньої колони bср, м Висота консолі до верху колони Нt, м Сdin

 4 - 0.5 - 3.6 3.5

 3 Висота перерізу

 Надкранової частини крайньої колони hкр, м підкранових частини крайньої колони hпкр, м надкранової частини середньої колони hср, м підкранових частини середньої колони hпср, м Гілки крайньої колони hкр, м Гілки середньої колони hср

 0.6 1.3 - - 0.25 -

 4 Ексцентриситети від навантажень

 Покриття на надкранової частина е стінових панелей підкранової частини е стінових панелей надкрановой частини е Підкранові балки до підкранової частини е Власної маси надкрановой частини до підкранової частини е підкранової балки в середній колоні е

 0.13 0.8 0.45 0.35 0.35 -

 5 Навантаження, кН

 Від покриття на крайню колону F1 Від покриття на середню колону F8 Від маси надкрановой частини F5 Від маси підкранової частини крайньої колони F6 Від маси надкрановой частини середньої колони F9 Від маси підкранової частини середньої колони F10

 508.1 - 25.7 107.6 - -

 6 Навантаження, кН

 Від маси підкранової балки F7 Від маси навісних панелей Від снігу на крайню колону Fs1 Від снігу на середню колону Fs2

 У перетині 0-1 F2 У перетині 1-2 F2 + F3 У перетині 2-1 F2 + F3 + F4

 120.2 118 118 294.2 191.5 -

 7 Dmax, kH Dmin, kH H, kH Вітрова навантаження активна р, кН / м Вітрова навантаження відсмоктування РS, кН / м Зосереджена вітрове навантаження W, кН

 379.9 157.2 9.17 3.31 3.4 36

 Комбінації навантажень і розрахункові зусилля в перетинах колон крайнього ряду. Таблиця 4

 Навантаження Епюра згинальних моментів Номери завантажень Коефіцієнт перетину Перетини

 1-0 1-2 2-1

 M N M N Q M N Q

 Постоян-ная Рис. 8а 1 1.0 46.23 651.8 -129.42 772,0 9.95 -8.52 1055.8 9.95

 Снігова Рис. 8б 2 1.0 33.53 191.50 -9.55 191.50 2.67 22.83 191.50 2.67

 3 0.9 30.18 172.35 -8.60 172.35 2.40 20.55 172.35 2.40

 Вітер зліва Рис. 8в 4 1.0 -42.28 0.00 -42.28 0.00 -5.79 131.74 0.00 34.43

 5 0.9 -38.05 0.00 -38.05 0.00 -5.21 118.57 0.00 30.99

 Вітер праворуч Рис. 8г 6 1.0 -85.76 0.00 -85.76 0.00 -5.46 -700.51 0.00 35.85

 7 0.9 -77.18 0.00 -77.18 0.00 -4.91 -630.46 0.00 32.27

 Максимум D на лівій стійці Рис. 8д 8 1.0 -27.13 0.00 105.83 379.90 -7.54 14.26 379.90 -7.54

 9 0.9 -24.42 0.00 95.25 341.91 -6.79 12.83 341.91 -6.79

 Мінімум D на лівій стійці Рис. 8д 10 1.0 -14.73 0.00 40.29 157.20 -4.09 -9.44 157.20 -4.09

 11 0.9 -13.26 0.00 36.26 141.48 -3.68 -8.50 141.48 -3.68

 Т на крайній стійці Рис. 8е 12 1.0 -5.72 0.00 -5.72 0.00 2.97 23.66 0.00 2.97

 13 0.9 -5.15 0.00 -5.15 0.00 2.67 21.29 0.00 2.67

 Т на другий стійці Рис. 8е 14 1.0 -1.12 0.00 -1.12 0.00 -1.03 -16.28 0.00 -1.03

 15 0.9 -1.01 0.00 -1.01 0.00 -0.93 -14.65 0.00 -0.93

 Основне сполучення навантажень з урахуванням кранових та вітрових M max 1, 2 січня, 8 1, 5, 13

 79.76 843.3 -23.6 1151,9 2.41 131.34 1055.8 43.61

 M min 1, 7, 9, 13 1, 7, 13 1, 7, 11, 15

 -60.52 651.8 -211.75 772,0 7.71 -662.13 1197.28 37.61

 N max 1, 2 січня, 3, 9 1, 3, 9

 79.76 843.3 -42.77 1286,26 5.56 24.86 1570.06 5.56

 Те ж, без урахування кранових та вітрової 1 + 2 1 + 2 1 + 2

 79.76 843.3 -138.97 963,5 12.62 14.31 1247.3 12.62

ЗМІСТ

1. Загальні дані. . . . . . . 3

2. Компонування поперечної рами. . . . 3

3. Визначення навантажень на раму. . . . 10

4. Визначення зусиль в колонах рами. . . 16

5. Складання таблиці розрахункових зусиль. . 20

6. Розрахунок міцності двогілковий колони крайнього ряду 20

7. Розрахунок фундаменту під крайню двогілковий колону 35

8. Проектування кроквяної сегментной ферми. 42

9. Розрахунок перерізів елементів ферми. . . . 52

ЛІТЕРАТУРА. . . . . . . 57

1. Загальні дані

Будівля опалювальне, однопролітного. Проліт будівлі 24 м, крок колон 12 м, довжина температурного блоку 72 м. Мостовий кран середнього режиму роботи вантажопідйомністю 10 т. Район будівництва Єкатеринбург. Снігове навантаження по III географічному району, вітрове навантаження для II району. Місцевість за типом В. Покрівля рулонна, щільність утеплювача 400 кг / м3, товщина 10 см.

2. Компонування поперечної рами.

Розміри мостового крана.

Вантажопідйомність, т - Q = 10;

Проліт, м - Lк = 22,5;

Ширина крана, мм - B = 6300;

База крана, мм - K = 4400;

Висота, мм - hкр = 1900;

Відстань до осі головки рейки, мм - B1 = 260;

Тиск колеса на підкранових рейок, kH - F = 145;

Маса візка, т - mт = 4;

Маса крана з візком, т - Mкр = 27;

Тип підкранової рейки - КР 70.

Загальні дані.

В якості основної несучої конструкції покриття приймаємо залізобетонну попередньо напружену сегментну ферму прольотом 24м. Пристрій ліхтарів не передбачено. Плити покриття попередньо напружені залізобетонні ребристі розміром 3Ч12 м. Підкранові балки залізобетонні попередньо напружені висотою 1 м (при кроці колон 12 м). Зовнішні стіни панельні навісні, що спираються на опорні столики колон на позначці 6,6 м. Стінові панелі й засклення нижче позначки 6,6 м також навісні, що спираються на фундаментну балку. Крайні колони проектуються наскрізними ступінчастими (висота колони 12 м).

Відмітка кранового рейки 13,120 м. Висота кранового рейки 120 мм.

Висота колони.

2.3.1. Висоту колони визначаємо за формулою:

,

де Ht- висота надкрановой частини колони;

Hb- висота підкранової частини колони.

2.3.2. Висота надкрановой частини колони:

де hПБ = 1000мм - висота підкранової балки;

hr = 120мм - висота кранової рейки;

Hкр = 1900мм - висота крана;

? = 200мм - зазор від верху крана до низу кроквяної конструкції.

Тоді:

.

2.3.3. Висота підкранової частини колони:

де Hr = 13,120 м - відмітка головки кранової рейки;

hф = 150мм - заглиблення фундаменту.

Тоді:

.

2.3.4. Отримуємо висоту колони від обрізу фундаменту:

.

2.3.5. Відмітка верху колони:

.

Остаточно приймаємо позначку верху колони H1 = 15600мм, що відповідає модулю кратності 0,6 (див. Рис. 1).

2.3.6. Тоді повна довжина колони до обрізу фундаменту складе Н = 15750 мм.

Прив'язку крайніх колон до базису осях при кроці 12 м, крані вантажопідйомністю 10 т приймаємо 250 мм.

З'єднання колон з фермами виконується монтажною зварюванням сталевого опорного листа ригеля з заставної деталлю в торці колони і в розрахунковій схемі поперечної рами вважається шарнірним.

Тому відмітка низу ригеля перевищує 10,8 м, приймаємо наскрізну колону.

Компонування стінового огородження.

При кроці колон 12 м висоту стінових панелей приймаємо рівною 1,8м. Стрічкове скління - кратно 0,6 (див. Рис.2).

Розміри перерізів колони.

2.5.1. Надкранової частина колони:

(При кроці колон 12 м і прив'язці 250 мм)

ht = 600мм,

b = 500мм.

2.5.2. Нижня частина колони

а) з умови жорсткості;

б),

де hbr = 0,25 - для крана до 30 т.

в) не менше 1 м і кратно 100 мм.

Приймаємо hb = 1,300 м.

2.5.3. Середні розпірки:

hr = 1,5 · hbrі кратно 50 мм.

hr = 1,5 · 0,25 = 0,375 (м)

Приймаємо hr = 0,4 м.

2.5.4. Верхня распорка:

.

2.5.5. Нижня распорка: hн = 200 мм.

Відстань між осями рядових розпірок:

.

2.5.6. Глибина загортання в стакан фундаменту:

hз> (0,5 ч 0,33) · hb = (0,5 ч 0,33) · 1,3 = 0,65 ч 0,43 (м);

hз> 1,5b = 1,5 · 500 = 750 (мм);

Приймаємо hз = 800 мм.

Крайня наскрізна колона і розміри перерізів показані на рис. 3.

Ферма.

Приймаємо цільну сегментну ферму з верхнім поясом ламаного обриси і прямолінійними ділянками між вузлами. Ширину перетину верхнього і нижнього поясів ферми з умов зручності виготовлення приймаємо однаковою. При кроці колон 12 м завширшки поясів ферми приймаємо рівною 300 мм.

Визначення навантажень на раму.

Постійне навантаження.

Навантаження від ваги покриття.

Таблиця 1.

 Навантаження

 Нормативне навантаження,

 Н / мІ Коефіцієнт надійності за навантаженням

 Розрахункове навантаження,

 Н / мІ

 Залізобетонні ребристі плити покриття розміром в плані 3Ч12 м з урахуванням заливки швів 2050 1,1 2255

 Обмазочна пароізоляція 50 1,3 65

 Утеплювач (готові плити) 400 1,2 480

 Асфальтова стяжка товщиною 2 см 350 1,3 455

 Рулонний килим 150 1,3 195

 РАЗОМ 3000 - 3450

Розрахункова опорний тиск ферми.

Від покриття:

;

Від ферми:

,

де - ?f- коефіцієнт надійності за навантаженням.

Розрахункове навантаження від ваги покриття.

Розрахункове навантаження від ваги покриття з урахуванням коефіцієнта за призначенням будівлі ?n = 0,95:

;

Розрахункове навантаження від ваги стінових панелей і скління.

Розрахункове навантаження від ваги стінових панелей і скління, передана на колону вище позначки 6,6 м:

,

де g1 = 2,5 кН / мІ - вага 1 мІ стінових панелей;

?h- сумарна висота смуг стінових панелей вище позначки 6,6 м;

g2 = 0,4 кН / мІ - вага 1 мІ скління;

h - висота скління.

Тоді:

Розрахункове навантаження від ваги стінових панелей і скління, передана безпосередньо на фундаментну балку:

Розрахункове навантаження від ваги підкранових балок.

,

де - Gn = 115 kH - вага підкранової балки.

Тоді:

Розрахункове навантаження від ваги колон.

Надкранової частина:

F = 0,5 · 0,6 · 3,6 · 25 · 1,1 · 0,95 = 25,7 (кН);

Підкранова частина:

F = (0,5 · 1,3 · 12,95 - 0,5 · 0,8 · 10,75) · 25 · 1,1 · 0,95 = 107,6 (кН).

Тимчасові навантаження.

Снігове навантаження.

Вага снігового покриву на 1 мІ площі горизонтальної проекції покриття для III снігового району, згідно главі 5 [2], sn = 1,0 kH / мІ. Розрахункове снігове навантаження при с = 1, ?f = 1,4 ^

F = sn · c · a · (l / 2) · ?f · ?n = 1 · 1 · 12 · 24/2 · 1,4 · 0.95 = 191,5 (кН).

Кранові навантаження.

Вага вантажу, що піднімається Q = 100 кН. Проліт крана 24-2 · 0,75 = 22,5 м. Відповідно до стандарту на мостові крани, ширина крана М = 630 см, база К = 440 см, вага візка Gn = 4 kH, Fn, max = 145 kH, Fn, min = 60 kH.

Розрахункова максимальний тиск на колесо крана при ?f = 1,1:

Fmax = Fn, max · ?f · ?n = 145 · 1,1 · 0,95 = 151,5 (кН);

Fmin = Fn, min · ?f · ?n = 60 · 1,1 · 0,95 = 62,7 (кН).

Розрахункова поперечна сила на одне колесо:

Вертикальне кранове навантаження на колони від двох зближених кранів з коефіцієнтом сполучень ?i = 0,85:

,

де - ?y = 2,95 - сума ординат лінії впливу тиску двох підкранових балок на колону (рис. 4).

Тоді:

;

.

Горизонтальна кранове навантаження на колону від двох кранів при поперечному гальмуванні:

Вітрове навантаження.

Нормативне значення вітрового тиску для II вітрового району:

w0 = 0,3 кПа.

Таблиця 2.

 Нормативне значення w 0,

 кПа

 Висота z, м

 Коефіцієнт К для типу місцевості А

 Нормативне значення СР складової w m, кПа

 0,3 ?5 0,75 0,225

 10 1,0 0,3

 20 1,25 0,375

 40 1,5 0,45

Відповідно до лінійною інтерполяцією графічним методом (див. Рис. 5) отримуємо:

на висоті 12 м - wm = 0,315 кПа;

на висоті 18 м - wm = 0,360 кПа.

Змінний по висоті швидкісний тиск вітру замінюємо рівномірно розподіленим, еквівалентним по моменту в закладенні консольної балки довжиною 12 м:

За умови H / l = 12/24 = 0,5 значення аеродинамічного коефіцієнта для зовнішніх стін приймаємо:

з навітряного боку - з = +0,8;

з підвітряного - з = - 0,58.

Розрахункова рівномірно розподілена вітрове навантаження на колони до позначки 12,0 м при коефіцієнті надійності за призначенням ?f = 1,2:

з навітряного боку

з підвітряного боку

Розрахункова зосереджена вітрове навантаження вище позначки 12,0 м:

4. Визначення зусиль в колонах рами.

Одноповерхова однопролетная рама при шарнірному сполученні стійок з ригелями являє собою один раз статично невизначену систему. На рис. 6 показана дійсна система рами, а на рис. 7 - її основна система, отримана шляхом введення в дійсну систему додаткової зв'язку. Розрахунок поперечної рами виробляємо методом переміщень, в результаті якого розкривається її статичної невизначеності і визначається невідоме горизонтальне зміщення рами.

Вихідні дані для розрахунку на ЕОМ див. Табл. 3.

Результати розрахунку представлені нижче.

Складання таблиці розрахункових зусиль.

На підставі виконаного розрахунку будуємо епюри моментів для різних завантажень рами і складаємо таблицю розрахункових зусиль М, N, Q в перетинах колони (див. Рис. 8 і табл. 4). При розрахунку міцності розглядаються три перерізу колони: перетин 1-0 на рівні верху консолі колони; перетин 1-2 на рівні низу консолі колони; перетин 2-1 - в закладенні. В кожному перетині колони визначаємо три комбінації зусиль: Mmaxі відповідні N, Q; Mminі відповідні N, Q; Nmaxі відповідні M і Q.

6. Розрахунок міцності двогілковий колони крайнього ряду.

Вихідні дані.

Бетон важкий класу В15, схильний тепловій обробці при атмосферному тиску:

розрахунковий опір стисненню - Rb = 8,5 МПа;

розрахунковий опір розтягуванню - Rbt = 0,75 МПа;

початковий модуль пружності - Eb = 20,5І · 10і МПа;

Арматура класу А-III, d> 10 мм:

розрахунковий опір розтягування (стисненню)

Rs = Rsc = 365 МПа;

модуль пружності - Es = 2 · 105МПа.

Розрахунок перетину 1-0 на рівні верху консолі колони.

Розміри перетину:

b = 500мм; h = 600мм; а = a '= 40мм.

Розрахункова довжина (табл. 17 [4]):

l0 = 2 · Ht = 2 · 3,6 = 7,2 (м).

Корисна висота перерізу:

h0 = h - a = 600 - 40 = 560 (мм).

При розрахунку перетину на другому комбінацію зусиль розрахунковий опір Rbвводім з коефіцієнтом ?b2 = 1,1, т.к. в комбінацію включена вітрове навантаження; на першу і третю - з коефіцієнтом ?b2 = 0,9 (постійна і снігова).

Розрахунок по першій і третій комбінаціям зусиль.

Ексцентриситет:

Радіус інерції перерізу:

Звідси:

Т.ч., необхідно враховувати вплив прогину елемента на його міцність.

Умовна критична сила:

де I - момент інерції бетонного перерізу,

?l- коефіцієнт, що враховує вплив тривалої дії навантаження на прогин елемента в граничному стані і рівний:

але не більше 1 + ?, (? = 1, по табл. 16 [4]).

M1, M1l- моменти зовнішніх сил щодо осі, паралельної лінії, що обмежує стиснуту зону і проходить через центр найбільш розтягнутого або найменш стиснутого (при цілком стиснутому перерізі) стержня арматури, відповідно від дії повного навантаження і від дії постійних і тривалих навантажень. Тому в даній комбінації зусиль вітрове навантаження не враховується, то

далі,

Тому ? = 0,1577min = 0,3035 приймаємо ? = 0,3035.

при ? = 0,004 (перше наближення)

Is = ? · b · h0 (0,5h-a) І = 0,004 · 50 · 56 (0,5 · 60-4) І = 7571,2 (см4);

?sp = 1;

Тоді умовна критична сила:

Коефіцієнт ?:

Значення е:

Висота стиснутої зони:

Відносна висота стиснутої зони:

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону:

,

де ? = 0,85-0,008 · ?b2 · Rb = 0,85-0,008 · 0,9 · 8,5 = 0,7888;

?s1 = Rs = 365 МПа.

Тоді:

Маємо випадок ? = 0,394y = 0,627.

Тоді:

Площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань,

As = 0,002 · b · h0 = 0,002 · 50 · 56 = 5,6 (СМІ)

Приймаємо 3Ш16 з As = 6,03 смі.

Друга комбінація зусиль.

Ексцентриситет:

Радіус інерції перерізу:

Звідси:

Т.ч., необхідно враховувати вплив прогину елемента на його міцність.

Умовна критична сила:

де I - момент інерції бетонного перерізу,

?l- коефіцієнт, що враховує вплив тривалої дії навантаження на прогин елемента в граничному стані і рівний:

але не більше 1 + ?, (? = 1, по табл. 16 [4]).

M1, M1l- моменти зовнішніх сил щодо осі, паралельної лінії, що обмежує стиснуту зону і проходить через центр найбільш розтягнутого або найменш стиснутого (при цілком стиснутому перерізі) стержня арматури, відповідно від дії повного навантаження і від дії постійних і тривалих навантажень. Тому в даній комбінації зусиль вітрове навантаження не враховується, то

далі,

Тому ? = - 0,1547min = 0,2865 приймаємо ? = 0,2865.

при ? = 0,004 (перше наближення)

Is = ? · b · h0 (0,5h-a) І = 0,004 · 50 · 56 (0,5 · 60-4) І = 7571,2 (см4);

?sp = 1;

Тоді умовна критична сила:

Коефіцієнт ?:

Значення е:

Висота стиснутої зони:

Відносна висота стиснутої зони:

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону:

,

де ? = 0,85-0,008 · ?b2 · Rb = 0,85-0,008 · 1,1 · 8,5 = 0,7752;

?s1 = Rs = 365 МПа.

Тоді:

Маємо випадок ? = 0,25y = 0,611.

Тоді:

Площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань,

As = 0,002 · b · h0 = 0,002 · 50 · 56 = 5,6 (СМІ)

Приймаємо 3Ш16 з As = 6,03 смі.

Розрахунок перетину 2-1 в закладенні колони.

Висота всього перерізу двогілковий колони:

hb = 1300мм.

Перетин гілки:

b = 500мм; h = 250 мм; h0 = 210мм.

Відстань між осями гілок:

c = 1050мм.

Відстань між осями розпірок при чотирьох панелях:

s = 2910мм.

Висота перерізу розпірки:

hr = 400мм.

Розрахункова довжина підкранової частини колони при врахуванні навантаження від крана (табл. XIII.1 [1]):

l0 = 1,5 · Hb = 1,5 · 12,150 = 18,225 (м).

Приведений радіус інерції перерізу двогілковий колони в площині згину:

Наведена гнучкість перерізу:

Т.ч. необхідно врахувати вплив прогину елемента на його міцність.

Ексцентриситет:

Момент інерції перерізу:

Моменти зовнішніх сил щодо осі, паралельної лінії, що обмежує стиснуту зону і проходить через центр найбільш розтягнутого або найменш стиснутого (при цілком стиснутому перерізі) стержня арматури, відповідно від дії повного навантаження і від дії постійних і тривалих навантажень:

де М1И N1- зусилля від постійних і тривалих навантажень,

Те ж з урахуванням вітрових навантажень:

де Мshі Nsh- зусилля від вітрових навантажень,

Попередньо задаємося коефіцієнтом армування (перше наближення):

Is = 2 · ? · b · h0 (с / 2) І = 2 · 0,0075 · 50 · 25 (105/2) І = 51679,7 (см4);

Умовна критична сила:

Зусилля в гілках колони:

Визначення площі арматури зовнішньої гілки колони.

Ексцентриситет поздовжньої сили відносно центра ваги приведеного перерізу:

ea = e0 = 8,2 см

Коефіцієнти:

де ? = 0,85-0,008 · ?b2 · Rb = 0,85-0,008 · 0,9 · 8,5 = 0,7888;

?s1 = Rs = 365 МПа.

Тоді:

Маємо випадок ?n = 0,48? ?y = 0,654:

Площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань,

As = 0,002 · b · h0 = 0,002 · 50 · 21 = 2,1 (СМІ)

Приймаються 3 Ш12 з As = 3,39 смі.

Визначення площі арматури внутрішньої гілки колони.

Ексцентриситет поздовжньої сили відносно центра ваги приведеного перерізу:

ea = e0 = 4,7 см

Коефіцієнти:

Маємо випадок ?n = 0,83 ? ?y = 0,654:

Площа арматури призначаємо з конструктивних міркувань,

As = 0,002 · b · h0 = 0,002 · 50 · 21 = 2,1 (СМІ)

Приймаються 3 Ш12 з As = 3,39 смі.

Фактичний відсоток армування:

Розрахунок проміжної розпірки.

Згинальний момент в розпірці:

Перетин розпірки:

b = 50 см; h = 40 см; h0 = 36 см.

Тому епюра моментів двозначна, то

Приймаються 3 Ш16 з As = 6,03 смі.

Поперечна сила в розпірці:

Визначаємо:

Тому Q = 223 kH> Qds = 120,9 kH, поперечну арматуру приймаємо конструктивно dw = 6 мм класу А-I з s = 150 мм.

Розрахунок фундаменту під крайню двогілковий колону.

Дані для проектування.

Грунти підстави - піски пилуваті середньої щільності, маловологі.

Умовне розрахунковий опір ґрунту:

R0 = 0,31 МПа;

Бетон важкий класу В12,5:

Rbt = 0,66 МПа;

Арматура з гарячекатаної сталі класу А-II:

Rs = 280 МПа;

Вага одиниці об'єму матеріалу фундаменту і грунту на його обрізах:

? = 29 кН / мІ

Нормативні значення зусиль визначаємо діленням розрахункових зусиль на усереднений коефіцієнт надійності за навантаженням ?n = 1,15, тобто .:

Mn = 131,34 / 1,15 = 114,2 кН · м;

Nn = 1055,8 / 1,15 = 918 кН · м;

Qn = 43,61 / 1,15 = 37,92 кН · м;

Визначення геометричних розмірів фундаменту.

Глибину склянки фундаменту приймаємо 90 см.

Відстань від дна склянки до підошви фундаменту приймаємо 250мм.

Повна висота фундаменту:

Н = 900 + 250 = 1150 мм;

Приймаємо кратно 300:

Н = 1200 мм;

Глибина закладення фундаменту при відстані від планувальної позначки до верху фундаменту 150 мм:

Н1 = 1200 + 150 = 1350 мм;

Фундамент триступеневий, висоту ступенів приймаємо однаковою - 40 см.

Попередня площа підошви фундаменту:

Призначаючи співвідношення сторін b / a = 0,8, отримуємо:

b = 0,8 · 2,06 = 1,65 м;

Виходячи з розмірів перерізу колони, конструктивно приймаємо:

aЧb = 3,6Ч3,0 м;

Площа підошви фундаменту:

А = 3,6 · 3,0 = 10,8 мІ;

Момент опору:

Тому заглиблення фундаменту менше, ніж 2 м і ширина підошви більше 1 м, уточнюємо нормативний тиск на грунт підстави:

де k = 0,125 для піщаних грунтів;

в = 3 м, в1 = 1 м, h = H1 = 1,35 м, h1 = 3 м;

Перерахунок площі фундаменту не виробляємо внаслідок незначної зміни нормативного тиску R на грунт підстави.

Робоча висота фундаменту з умови міцності:

де h = 1,3 м - висота перерізу колони;

bcol = 0,5 м - ширина перерізу колони;

Rbt = ?bt · Rbt = 1,1 · 0,66 = 0,726 МПа;

Тоді:

Повна висота фундаменту:

Н = 0,12 + 0,05 = 0,17 м

отже, прийнята висота фундаменту достатня.

Визначаємо крайовий тиск на основу.

Згинальний момент в рівні підошви:

Mnf = Mn + Qn · H = 114,2 + 37,9 · 1,2 = 159,7 кН · м;

Нормативне навантаження від ваги фундаменту і грунту на його обрізах:

G = a · b · Hf · ? · ?n = 3,6 · 3,0 · 1,35 · 20 · 0,95 = 277 kH;

e0 = 0,134

pn, max = 135,3s = 2 · 105МПа; хомути класу А-I: Rs = 170 МПа. Бетон важкий марки В40: Rb = 22 МПа; Rbt = 1,4 МПа; Rbt, n = 2,1 МПа; ?b2 = 0,9; Eb = 32,5 · 103МПа. Міцність бетону до моменту обтиску Rbp = 28 МПа.

Призначення геометричних розмірів.

Ширину панелей приймаємо 3 м з таким розрахунком, щоб ребра плит покриття спиралися у вузли верхнього пояса. Висоту ферми в середині прольоту приймаємо 2950 мм. Ширину перетину поясів приймаємо b = 300 мм, висота h = 300 мм. Перетин розкосів приймаємо bЧh = 300Ч200 мм.

Визначення навантажень на ферму.

Розглядається завантажені ферми постійним навантаженням і снігового у двох варіантах: 1) рівномірно розподілене навантаження по всьому прольоту ферми; 2) за схемою трикутників.

Вага ферми 170 кН враховується у вигляді зосереджених вантажів, що прикладаються до вузлів верхнього поясу.

Підрахунок навантажень наведено в табл. 5.

Вузлові розрахункові навантаження по верхньому поясу ферми:

а) при дії постійної і тривалої тимчасової рівномірно розподіленим навантажень:

G1 = q · l1 + qс.в · lп1,

де q = (g + pдл) · L1 = (3,45 + 0,42) · 12 = 55,7 кН / м;

qс.в = 7,1 · 1,1 = 7,8 кН / м;

l1 = (3242 + 2984) / 2 = 3113 мм; lп1 = 2900 мм;

Тоді:

G1 = 55,7 · 3,11 + 7,8 · 2,9 = 195,8 кН;

G2 = q · l2 + qс.в · lп2 = 55,7 · 3,0 + 7,8 · 2,95 = 190,1 кН;

G3 = q · l3 + qс.в · lп3 = 55,7 · 3,01 + 7,8 · 3,0 = 191,1 кН;

Таблиця 5

 Навантаження

 Нормативне навантаження,

 Н / мІ Коефіцієнт надійності за навантаженням

 Розрахункове навантаження,

 Н / мІ

 Постійна:

 Ферма, 170 / (24 · 12) 590 1,3 767

 Залізобетонні ребристі плити покриття розміром в плані 3Ч12 м з урахуванням заливки швів 2050 1,1 2255

 Обмазочна пароізоляція 50 1,3 65

 Утеплювач (готові плити) 400 1,2 480

 Асфальтова стяжка товщиною 2 см 350 1,3 455

 Рулонний килим 150 1,3 195

 РАЗОМ: 3590 - 4217

 Тимчасова снігова:

 Короткочасна (повна) 1000 1,4 1400

 Тривала (з коефіцієнтом 0,3) 300 1,4 420

 ПОВНА: 4890

 6037

 У тому числі:

 Постійна і тривала

 короткочасна

 3890

 1000

 4637

 1400

Тоді:

G1 = 55,7 · 3,11 + 7,8 · 2,9 = 195,8 кН;

G2 = q · l2 + qс.в · lп2 = 55,7 · 3,0 + 7,8 · 2,95 = 190,1 кН;

G3 = q · l3 + qс.в · lп3 = 55,7 · 3,01 + 7,8 · 3,0 = 191,1 кН;

Враховуючи незначну різницю величин G1, G2, G3, для підрахунку зусиль в елементах ферми можна прийняти середнє значення G:

б) при дії короткочасного рівномірно розподіленого навантаження:

P1 = Pкр · L1 · lп1 · с1 = 1,0 · 12 · 2,9 · 1 = 34,8 кН;

P2 = 1,0 · 12 · 2,95 · 1 = 35,4 кН;

P3 = 1,0 · 12 · 3,0 · 1 = 36,0 кН;

Сумарні вузлові навантаження:

P1 + G1 = 34,8 + 195,8 = 230,6 кН;

P2 + G2 = 35,4 + 190,1 = 225,5 кН;

P3 + G3 = 36,0 + 191,1 = 227,1 кН;

Для визначення зусиль можна прийняти середнє значення вузловий навантаження (P + G) ср?228 кН.

в) при дії короткочасного навантаження за схемою трикутників ординати епюри повної снігового навантаження на опорах будуть рівні (див. рис.11):

на опорі А:

pA = p · c2 · L1 = 1400 · 1,6 · 12 = 26880 Н / м,

в тому числі тривале навантаження:

pА.дл = 26880 · 0,3 = 8064 Н / м;

на опорі Б:

pб = p · c2 · L1 = 1400 · 0,8 · 12 = 13440 Н / м,

в тому числі тривале навантаження:

pБ.дл = 13440 · 0,3 = 4032 Н / м;

Для обчислення вузлових навантажень на ферму від дії снігового навантаження по рис. 11 спочатку знаходимо проміжні значення ординат епюр навантаження (графічно):

р1 = 23,5 кН;

р2 = 16,9 кН;

р3 = 10,2 кН;

р4 = 3,4 кН;

Знаходимо вузлові тимчасові навантаження по площі трапеції, що припадає на вузол:

- Lп1 = P1дл = 58,6 · 0,3 = 17,6 кН;

P2дл = 40,0 · 0,3 = 12,0 кН;

P3дл = 20,4 · 0,3 = 6,12 кН;

P4дл = 3,8 · 0,3 = 1,15 кН;

P5 = 0,5 · P3 = 0,5 · 20,4 = 10,2 кН; P5дл = 10,2 · 0,3 = 5,1 кН;

P6 = 0,5 · P2 = 0,5 · 40,0 = 20,0 кН; P5дл = 20,0 · 0,3 = 6,0 кН;

P7 = 0,5 · P1 = 0,5 · 58,6 = 29,3 кН; P5дл = 29,3 · 0,3 = 8,8 кН;

Вузлові постійні навантаження:

G1 = g · l1 · L1 + qс.в · lп1 = 3,45 · 3,11 · 12 + 7,8 · 2,9 = 151,4 кН;

G2 = g · l2 · L1 + qс.в · lп2 = 3,45 · 3,0 · 12 + 7,8 · 2,95 = 147,2 кН;

G3 = g · l3 · L1 + qс.в · lп3 = 3,45 · 3,01 · 12 + 7,8 · 3,0 = 148,0 кН;

Середнє значення:

Повні вузлові навантаження (у тому числі постійні і тривалі тимчасові):

P1 + G1 = 58,6 + 151,4 = 210 кН; (P1дл + G1) = 17,6 + 151,4 = 167 кН;

P2 + G2 = 40,0 + 147,2 = 187,2 кН; (P2дл + G2) = 12,0 + 147,2 = 159,2 кН;

P3 + G3 = 20,4 + 148 = 168,4 кН; (P3дл + G3) = 6,12 + 148 = 154,1 кН;

P4 + G3 = 3,8 + 148 = 151,8 кН; (P4дл + G3) = 1,15 + 148 = 149,15 кН;

P5 + G3 = 10,2 + 148 = 158,2 кН; (P5дл + G3) = 5,1 + 148 = 153,1 кН;

P6 + G2 = 20,0 + 147,2 = 167,2 кН; (P6дл + G2) = 6,0 + 147,2 = 153,2 кН;

P7 + G1 = 29,3 + 151,4 = 180,7 кН; (P7дл + G1) = 8,8 + 151,4 = 160,2 кН;

Визначення зусиль в елементах ферми.

Див. Рис 12.

Камський --- З А П Р ---

політехніческій- ---

інститут -

г.Наб.Челни - 12-01-2004 22:50:39

--- ---

---¬

¦ О Г Е К Т ¦ Промислова будівля

L---

---¬

¦ Марка рассчітиваемой¦

¦ конструкції ¦ Ферма сегментна раскоснимі

L---

З а г p у ж е н н №1

(Рівномірно розподілене навантаження по всьому прольоту)

г== номер ======= координати вузла ======= навантаження ===¬

¦ вузла ========= Х --- Y ======== Pх Pу ¦

L========================================================-

1 0.00 0.00 0.00 0.00

2 2.90 1.45 0.00 228.00

3 5.80 0.00 0.00 0.00

4 5.80 2.15 0.00 228.00

5 8.80 2.40 0.00 228.00

6 11.80 0.00 0.00 0.00

7 11.80 2.65 0.00 228.00

8 14.80 2.40 0.00 228.00

9 17.80 0.00 0.00 0.00

10 17.80 2.15 0.00 228.00

11 20.70 1.45 0.00 228.00

12 23.60 0.00 0.00 0.00

г= Найменування ========== Д л і н а ============ У с і л і е ====¬

¦ стрижня ========== з т е p ж н я ======== в с т е p ж н е ¦

L=================================================================-

1 - 2 3.24 -1784.39

2 - 4 2.98 -1898.21

4 - 5 3.01 -1851.62

Верхній 5 - 7 3.01 -2020.27

пояс 7 - 8 3.01 -2020.27

8 - 10 3.01 -1851.62

10 - 11 2.98 -1898.22

11 - 12 3.24 -1784.40

___

1 - 3 5.80 +1596.02

Нижній 3 - 6 6.00 +2080.52

пояс 6 - 9 6.00 +2080.52

9 - 12 5.80 +1596.01

___

2 - 3 3.24 +278.63

3 - 5 3.84 -301.31

Розкоси 5 - 6 3.84 -86.08

6 - 8 3.84 -86.08

8 - 9 3.84 -301.32

9 - 11 3.24 +278.63

___

3 - 4 2.15 +63.63

Стійки 6 - 7 2.65 +107.55

9 - 10 2.15 +63.62

тривалість розрахунку -> 0 хв. .21875 Сек

Камський --- З А П Р ---

політехніческій- ---

інститут -

г.Наб.Челни - 12-01-2004 22:53:08

--- ---

---¬

¦ О Г Е К Т ¦ Промислова будівля

L---

---¬

¦ Марка рассчітиваемой¦

¦ конструкції ¦ Ферма сегментна раскоснимі

L---

З а г p у ж е н н №2

(Навантаження за схемою трикутників)

г== номер ======= координати вузла ======= навантаження ===¬

¦ вузла ========= Х --- Y ======== Pх Pу ¦

L========================================================-

1 0.00 0.00 0.00 0.00

2 2.90 1.45 0.00 210.00

3 5.80 0.00 0.00 0.00

4 5.80 2.15 0.00 187.00

5 8.80 2.40 0.00 168.00

6 11.80 0.00 0.00 0.00

7 11.80 2.65 0.00 152.00

8 14.80 2.40 0.00 158.00

9 17.80 0.00 0.00 0.00

10 17.80 2.15 0.00 167.00

11 20.70 1.45 0.00 181.00

12 23.60 0.00 0.00 0.00

... ...

Початок розрахунку >>>>> 22:53:08

г= Найменування ========== Д л і н а ============ У с і л і е ====¬

¦ стрижня ========== з т е p ж н я ======== в с т е p ж н е ¦

L=================================================================-

1 - 2 3.24 -1406.03

2 - 4 2.98 -1453.61

4 - 5 3.01 -1417.93

Верхній 5 - 7 3.01 -1486.18

пояс 7 - 8 3.01 -1486.18

8 - 10 3.01 -1363.56

10 - 11 2.98 -1397.88

11 - 12 3.24 -1328.70

___

1 - 3 5.80 +1257.60

Нижній 3 - 6 6.00 +1555.59

пояс 6 - 9 6.00 +1525.06

9 - 12 5.80 +1188.43

___

2 - 3 3.24 +173.79

3 - 5 3.84 -182.55

Розкоси 5 - 6 3.84 -95.45

6 - 8 3.84 -56.37

8 - 9 3.84 -212.85

9 - 11 3.24 +190.54

___

3 - 4 2.15 +36.32

Стійки 6 - 7 2.65 +94.84

9 - 10 2.15 +47.75

тривалість розрахунку -> 0 хв. .21875 Сек

час завершення розрахунку -> 22:53:08

З результатів розрахунку видно, що зусилля в елементах ферми мають більше значення при завантаженні за схемою №1, тому вони приймаються для розрахунку арматури.

Розрахунок перерізів елементів ферми.

Верхній стиснений пояс.

Розрахунок верхнього пояса ведемо по найбільшому зусиллю (стрижень 5-7) N = 2020,27 кН, у тому числі Nl = 1486,16 кН.

Ширина верхнього пояса - 300 мм.

Момент інерції бетонного перерізу:

Орієнтовна необхідна площа перерізу верхнього стиснутого пояса:

Призначаємо розміри перетину верхнього пояса bЧh = 30Ч30 см з А = 900 смі.

Випадковий початковий ексцентриситет:

eа? l / 600 = 300/600 = 0,5 см,

де l = 300 см - відстань між вузлами ферми;

eа? h / 30 = 30/30 = 1 см.

Приймаємо е0 = еа = 1 см.

Розрахункова довжина стержня:

l0 = 0,9 · l = 0,9 · 300 = 270 см;

Попередньо задаємося коефіцієнтом армування (перше наближення):

Is = ? · b · h0 (0,5h-a) І = 0,03 · 30 · 30 · (0,5 · 30-4) І = 3267 (см4);

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону:

,

де ? = 0,85-0,008 · ?b2 · Rb = 0,85-0,008 · 0,9 · 22 = 0,6916;

?s1 = Rs = 365 МПа.

Тоді:

Маємо випадок ? = 0,25y = 0,544:

Коефіцієнт армування:

Приймаємо 4 Ш25 з As = 19,64 смІ.

Нижній розтягнутий пояс.

Розрахунок міцності виконуємо на розрахункове зусилля для стержня 3-6.

Розрахункове зусилля від постійної та повної сніговий навантажень:

N = 2080,5 kH;

Нормативне зусилля:

Nn = 1809 kH;

Зусилля від постійної і 30% -ої снігового навантаження:

N = 1555,6 kH;

Визначаємо площу перерізу розтягнутої напруженої арматури при ?s6 = ? = 1,15 (для арматури класу К-7):

Приймаємо 12 канатів Ш15 класу К-7, As = 16,99 смІ.

Приймаємо перетин нижнього пояса 300Ч300 см. Напружувана арматура облямована хомутами. Поздовжня арматура каркасів із сталі класу A-III (4 Ш10 A-III з As = 3,14 СМІ).

Сумарний відсоток армування:

Коефіцієнти ?:

Наведена площа перерізу:

Розрахунок розтягнутого розкосу 2-3.

Розтяжне зусилля в розкосі:

Nn = 242,3 кН - нормативне від постійної та повної сніговий навантажень;

Nnl = 151,1 кН - нормативне від постійної і тривалої навантажень;

N = 278,6 кН - розрахунковий від постійної та повної сніговий навантажень.

Напружена арматура раскоса 4 Ш15 класу К-7 з As = 5,66 смі.

Натяг на упори.

Необхідна площа перерізу арматури з умови міцності перерізу:

Прийнятої площі перерізу арматури достатньо.

ЛІТЕРАТУРА.

Байков В.Н., Сігалов Е.Є. Залізобетонні конструкції: Загальний курс. Підручник для вузів. - 4-е вид. Перераб. - М .: Стройиздат, 1985. - 728 с., Іл.

СНиП 2.01.07-85 *. Будівельні норми і правила. Навантаження і впливи.

СНиП 2.03.01-84 *. Будівельні норми і правила. Бетонні та залізобетонні конструкції.

Посібник з проектування бетонних і залізобетонних конструкцій з важких і легких бетонів без попередньої напруги арматури (до СНиП 2.03.01-84).

Посібник з проектування фундаментів на природній основі під колони будинків і споруд (до СНиП 2.03.01-84 і СНиП 2.02.01-83).

Результати розрахунку рами на ЕОМ.

Кампо

Кафедра Будівельних Конструкцій 3.1.2004 18.56.17

шифр число гілок кр.і СР n hкр. Нср.

340672 0 115.75 0

число пан у кр. і СР bкр. bср. Н2 Сdin

4 0 0.50 0.00 3.603.50

Н сеч.надкр і подкр.част.кр.кол Те ж для ср.Н гілки для кр.і ср.стоек

0.601.30 0.00 0.00 0.25 0.00

Ексцентриситети

0.130.800.450.350.35 0.00

Вага покриття Вага кр.стойкі Вага ср.стойкі

для кр.cт для ср.ст надкран підкрався надкран підкрався

508.10 0.00 25.70107.60 0.00 0.00

Вага підфарбуй Вага навісних панелей Сніг для

балки і шляхи в сеч1-1 в сеч2-2 в сеч4-4 крайней середньої

120.20118.00118.00294.20191.50 0.00

Dmax Dmin T Вітер акт Вітер відсмоктування сосре ветр

379.90157.209.173.313.4036.00

РЕЗУЛЬТАТИ РОЗРАХУНКУ

ПЕРЕРІЗУ крайньої стійки

СЕЧЕНИЕ 0-1 СЕЧЕНИЕ 1-0 СЕЧЕНИЕ 1-2 СЕЧЕНИЕ 2-1

M N M N M N Q M N Q

Постійна

10.41 626.10 46.23 651.80 -129.42 772.00 9.95 -8.52 1055.80 9.95

Снігова

23.94 191.50 33.53 191.50 -9.55 191.50 2.67 22.83 191.50 2.67

Вітер зліва

0.00 0.00 -42.28 0.00 -42.28 0.00 -5.79 131.74 0.00 34.43

Вітер праворуч

0.00 0.00 -85.76 0.00 -85.76 0.00 -5.46 -700.51 0.00 35.85

Максимум D на лівій стійці

0.00 0.00 -27.13 0.00 105.83 379.90 -7.54 14.26 379.90 -7.54

Мінімум D на лівій стійці

0.00 0.00 -14.73 0.00 40.29 157.20 -4.09 -9.44 157.20 -4.09

Т на крайній стійці

0.00 0.00 -5.72 0.00 -5.72 0.00 2.97 23.66 0.00 2.97

Т на другий стійці

0.00 0.00 -1.12 0.00 -1.12 0.00 -1.03 -16.28 0.00
Господарська організація
Господарської організації Зміст. 1.Содержаніе. 1стор. 2.Введеніе. 2стор. 3.Общіе поняття господарської організації. 3стор. 4.Організаціонно-правові форми організації: 5стор. 1) правові форми організації; 6стор. 2) організаційні форми організації; 9стр. а) одиничні організаційні форми;

Теорія організації
Організація як система. Тема: Поняття організації. У останні десятиріччя вивчення організацій і їх поведінки стало головною задачею досліджень, що проводяться спільно представниками декількох наукових дисциплін. Вивчення організацій поступово перетворилося в самостійну наукову область- теорію

Роздрібний товарообіг
ЗМІСТ Введення ... ... 2 I. Менеджмент. Види цілей ... 4 II. Стратегія ринкової поведінки фірми ... 9 1.1 Сутність і функції стратегічного планування ... ... 11 1.2 Цілі організації ... ... 13 1.3 Оцінка іаналіз зовнішнього середовища ... 16 1.4 Управленческоеісследованіе внутрішніх факторів

Злиття та поглинання
За прогнозами фахівців, російській економіці найближчим часом не загрожує бум корпоративних злиттів, подібний за масштабами західним чи американським аналогам. Хоча в 1998 році про свій намір об'єднатися було зроблено чимало гучних заяв з боку російських компаній, прогнозується, що найбільш

Проблеми поєднання формального і неформального в соціальній організації
Державний університет управління Інститут заочного навчання Спеціальність - менеджмент Кафедра теорії організації та управління РЕФЕРАТ з дисципліни: «Теорія організації» на тему: «Проблеми поєднання формального і неформального в соціальній організації» Виконав студент 2-го курсу Група № УП4

Відповіді на квитки
1. Місце теорії організації серед наук про менеджмент. Чому наука: Будь-яка наука має свій предмет дослідження і визначає рамки (межі), в яких аналізуються її об'єкти. Теорія організації не є виключенням. Об'єкт її вивчення - організація. Нас цікавить економічна організація, виникаюча в ході

Кліщі роду dermacentor koch. 1844 в Криму
Євстаф'єв І.Л. Серед усього розмаїття видів - консументів другого порядку, особливе місце займає древня і трофически високоспеціалізована група ектопаразитів - іксодових кліщів (сем. Ixodidae) Іксодові кліщі - один з найважливіших компонентів паразітокомплексов ссавців Кримського півострова.

© 2014-2022  8ref.com - українські реферати