Постійні навантаження:

1. Вага покрівлі, плит покриття, несучих конструкцій, конструкцій ліхтаря.

G₁ = 0,5·(g·l·a + G_ліхт.·γ_f + G_ф·γ_f+ G_пф·γ_f ) =0,5·(3,56·24·12+142·1,1)=590,74 кН,

де: g – розрахункове навантаження від маси 1 м²

покриття;

l – проліт цеха;

a – повздовжній крок стропильних конструкцій;

G_ліхт. – маса ліхтаря з врахуванням бортових

елементів та скління;

G_ф – маса стропильних конструкцій;

γ_f – коефіцієнт надійності за навантаженням.

Ексцентриситет прикладення сили G₁ по відношенню до центру ваги оголовка колони е₁.

е₁ =+0,1 м.

2. Вага верхньої частини колони, прикладена на рівні верха кранової консолі.

G₂ = h·b·H_B.·γ·γ_f = 0,5·0,6·4,5_.·25·1,1 = 37,13 кН,

де:

h, b – поперечний переріз верхньої частини колони;

H_B – висота оголовка колони;

γ_f – коефіцієнт надійності за навантаженням.

Навантаження прикладене по осі оголовка, тому ексцентриситет дорівнює нулю.

3.Навантаження від верхніх стінових панелей

G₃ = ΣG_ПАН.·γ_f = 2*115·1,2 = 276 кН;,

де:

G_ПАН – сумарна маса панелей, розміщених над верхнім заскленням;

Ексцентриситет прикладення сили G₃ по відношенню до центру ваги оголовка колони е₃.

е₃ = -0,5·(h_пан + h_в) = -0,5·(0,3 + 0,6) = -0,45 м.

η3 = h_в / H = 0,6/12,6 = 0,047;

4. Вага підкранової балки з конструкцією шляху.

G₄ = (G_Б.+ 1,5·l)·γ_f = (117,5 + 1,5·12)·1,1 =149 кН,

де:

G_Б – маса підкранової балки;

1,5 – маса підкранового шляху в кН/м;

l – проліт підкранової балки;

Ексцентриситет прикладення навантаження G₄ по відношенню до центру ваги поперечного перерізу підкранової частини колони е₄.

е4= +0,3 м.

5.Навантаження від ваги стінових панелей та оскління

G₅ = ΣG_ПАН.·γ_f + 0,4·a·h· γ_f= 115·2·1,2 + 0,4·3,6·12·1,1 = 295 кН ,

де:

γ_f – для стінових панелей з легкого бетону 1,2; для засклення -1,1;

а·h – площа засклення, яка припадає на одну колону;

0,4 кН/м² – вага 1 м² засклення.

Ексцентриситет прикладення навантаження G₅ по відношенню до центру ваги поперечного перерізу підкранової частини колони е₅.

е₅ = -0,5·(h_пан + h_н) = -0,5·(0,3 + 1,3) = -0,8м.

η5= 0,47;

6. Навантаження від маси нижньої частини колони.

G₆ = G_СТ.·γ_f – G₂ = 117·1,1 – 37,13 =91,57 кН;

Навантаження прикладене по вісі колони, тому ексцентриситет дорівнює нулю.

Відстань між ц.т. перерізу верху та низу колони.

е7= -0,35 м.

Тимчасові навантаження:

1. Снігове навантаження на колону.

V_S = 0,5·l·a·S·γ_f=0,5·24·12·1,12=161,28 ,

де:

s – навантаження на 1 м² горизонтальної проекції поверхні покриття;

l, a – відповідно проліт та крок стропильної конструкції;

γ_f – приймаємо 1,4.

Ексцентриситет прикладання навантаження: е₁ = 0,1 м.

2. Навантаження від кранів.

Розрахунковий вертикальний максимальний тиск одного колеса крану

V_v = V_nv· γ_f ·k_dyn=185·1·1,2=222 кН ,

де:

V_nv – максимальний нормативний тиск колеса крану;

γ_f – приймаємо 1,1;

k_dyn – коефіцієнт динамічності, приймаємо 1,0;

Розрахункова горизонтальна поперечна дія коліс крану:

V_h = 6,36 кН;

Для бази крану В з відстанню між колесами К навантаження на стійку визначається по лініям впливу двох опорних реакцій, завантажених двома кранами, з врахуванням коефіцієнта сполучення k_c = 0,85.

=

3. Вітрове навантаження в залежності від району будівництва визначається з ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження і впливи» та в залежності від типу місцевості.

Рис.7. Розрахункова схема визначення

вітрового навантаження

,

Де:

=1,04

- характеристичне значення вітрового тиску, =0,4 кН/м²;( 1 район)

= 1, = 1, = 1, = 1 .

С_h⁵=1,4 С_h¹⁰=1,8 С_h^12.6=1,84 С_h^16.8=1,9

C_e3=0.54

Розрахункові величини вітрового тиску:

Напор

На відмітці 5.0 м = 1,04∙ 0,4∙ 0,8∙ 1,4=0,47 кН/м²;

На відмітці 10.0 м = 1,04∙ 0,4∙ 0,8∙ 1,8=0,6 кН/м²;

На відмітці 12,6 м = 1,04∙ 0,4∙ 0,8∙ 1,84=0,61 кН/м²;

На відмітці 16,8 м = 1,04∙ 0,4∙ 0,8∙ 1,9=0,63 кН/м².

Отсос

На відмітці 5.0 м = 1,04∙0,4∙0,54∙1,4=0,31 кН/м²;

На відмітці 10.0 м = 1,04∙0,4∙0,54∙1,8=0,4 кН/м²;

На відмітці 12,6 м = 1,04∙0,4∙0,54∙1,84=0,41 кН/м²;

На відмітці 16,8 м = 1,04∙0,4∙0,54∙1,9=0,43 кН/м².

Вітрові навантаження по высоті колони

Розрахункова равномірно розподіленне вітрове навантаження

Вітрове зосереджене навантаження зверху стійки

Геометричні характеристики колони рам

• момент інерції верху колони:

• момент інерції підкранової частини:

- момент інерції гілки підкранової частини:

Інформація для розрахунку крайньої стійки.

Таблиця 9.

№ п/п	Ознака	Позначення	Один. виміру
1	Признак стійки: двогілкові 1	Р	-	1
2	Кількість панелей підкранової частини стійки	M	шт	4
3	Повна висота стійки	H	м	12,6
4	Висота надкранової частини	Hb	м	4,5
5	Момент інерції надкранової частини	Ib	дм4	90
6	Момент інерції підкранової частини	In	дм4	689,06
7	Момент інерції гілки підкранової частини	I	дм4	6,5
8	Кількість середніх стійок	N	Шт.	0
9	Постійна покрівля	G1	кН	590.74
10	Ексцентриситет	e1	м	+0,1
11	Маса оголовка стійки	G2	кН	37,13
12	Ексцентриситет	e2	м	0
13	Верхнє спирання стінових панелей	G3	кН	276
14	Ексцентриситет	e3	м	-0,45
15	Відносний рівень по висоті		-	0,047
16	Маса підкранової балки	G4	кН	149
17	Ексцентриситет	e4	м	+0,3
18	Нижнє спирання стінових панелей	G5	кН	295
19	Ексцентриситет	e5	м	-0,8
20	Відносний рівень по висоті		-	0,47
21	Маса підкранової частини стійки	G6	кН	91,57
22	Ексцентриситет	e6	м	0
23	Відстань між центрами ваги перерізів верху та низу стійки	e7	м	-0,35
24	Маса снігу	Vs	кН	161,28
25	Вертикальна кранова	Vkpv	кН	556,67
26	Поперечне гальмування крану	Vkph	кН	15,95
27	Вітрова активна рівномірно розподілена		кН/м	6,29
28	Вітрова пасивна		кН/м	4,18
29	Вітрова зосереджена зверху стійки	W	кН	31,25

Розрахункові сполучення зусиль для крайніх стійок Таблиця 10.

Сполучення		Переріз 2-2			Переріз 3-3			Переріз 4-4
		M21	N2	M34		N3	M­43		N4	Q4
Постійна снігова	№нагр	1,2 (1)			1,2 (1)			1,2 (1)
	Nmax	5,8	1065,2	322,3		1214,2	12,7		1600,7	12,2
Постійна тимчасова	№нагр	1,2,5 (0,9)			1,3,4,5 (0,9)			1,5 (1)
	Mmax	108,8	145,4	-81		1553,9	725		1439,4	105,2
	№нагр	1,3,4,6 (0,9)			1,2,6 (0,9)			1,2,3,4,6 (0,9)
	Mmin	-182	903,9	-435,7		1198,1	-450		2085,6	-59,9

РОЗРАХУНОК ДВОГІЛКОВОЇ КОЛОНИ КРАЙНЬОГО РЯДУ

Вихідні данні для розрахунку:

Висота стійки від верхнього обрізу підколонника Н = 12,6 м;

Висота надкранової частини Н_в = 4,5м;

Висота підкранової частини Н_н = 8,1 м;

Відстань між розпорками s = 1,4 м;

Відстань між осями гілок с = 1,05м;

Бетон класу В20 R_b = 11,5 МПа;

Початковий модуль пружності при пропарюванні E_b = 24·10³ МПа;

Повздовжня арматура 16 А400С R_y = 365 МПа;

Модуль пружності арматури класу А400С R_s = 20·10⁴ МПа;

Надкранова частина колони, переріз 2 – 2

В перерізі 2-2 діють три комбінації розрахункових зусиль.

Комбінації зусиль з урахуванням _n Таблиця 11.

Зусилля	Перша	Друга	Третя
M, кН·м N, кН	5,51 1011,94	103,36 138,13	172,9 858,7
Коефіцієнт b2	0,9	1,1	1,1

В тому числі довготривала частина навантаження :

M_l = 0,95·M₂₁ = 0,95·0,2= 0,19 кН·м;

N_l = 0,95·N₂₁ = 0,95·903,9 = 858,7кН;

R_b = _b2·R_b = 1,1·11,5 = 12,65 кН;

Розрахункова довжина надкранової частини в площині поперечної рами при розрізних підкранових балках без врахування навантаження від крану:

l₀ = 2,5·H_в = 2,5·4,5 = 11,25 м;

Радіус інерції перерізу:

Гнучкість колони:  = l₀ / і = 1125 /17,32 = 64,95;

Так як  > 14, враховується вплив прогину колони на величину ексцентриситету.

Ексцентриситет поздовжньої сили: e₀ = M/N = 17290/858,7 = 20,1 см;

Ексцентриситет повинен бути не менше

e₀ = H/600 = 1260 /600 = 2,1 см;

e₀ = h/30 = 60/30 = 2 см;

Приймаємо розрахунковий ексцентриситет e₀ = 20,1см;

Момент всіх сил відносно центра ваги розтягнутої арматури, вісь 1-1

М₁ = М+N·(h₀ – a’)/2 = 17290 + 858,7·(57–3)/2 = 40475кН·см;

Момент постійно діючих сил відносно тієї ж вісі:

M_1l = M_l + N_l·(h₀ – a’)/2 = 95 + 858,7·(57–3)/2 = 23232,4 кН∙см

Коефіцієнт який враховує тривалість дії навантаження для важких бетонів:

 = 1+M_1l/M₁ = 1+23232,4 /40475 = 1,57

Відносний ексцентриситет: _e = e₀/h = 20,1/60 = 0,33 ;

Його граничне мінімальне значення:

_e,min =0,5-0,01·l₀/h – 0,01R_b· = 0,5-0,01·1125 /60 – 0,01·12,65 = 0,19;

Приймаємо _e = 0,33;

Попередньо приймаємо загальний коефіцієнт армування  = 0,006. Визначаємо момент інерції арматури відносно цента ваги перерізу:

I_S = ·A·(h/2-a)² = 0,006·50·60·(60/2 –3)² = 13122см⁴;

Відношення  = E_S/E_b = 8,3;

Момент інерції бетонного перерізу відносно власного центра ваги:

I = b·h³/12 = 50·60³/12 = 90· 10⁴см⁴;

Критична поздовжня сила :

Коефіцієнт який враховує вплив прогину на ексцентриситет:

Повний ексцентриситет:

е = e· + h/2 – a = 20,1·1,29+ 60/2 – 3 = 52,73см;

Характеристика стиснутої зони бетону:

w = 0,85 – 0,008·R_b = 0,85 – 0,008·12,65 = 0,75;

Гранична відносна висота стиснутої зони:

Відносна величина поздовжньої сили:

n = N/R_b·b·h₀ = 858,7/1,265·50·57 = 0,24 < 0,63 – випадок великих ексцентриситетів;

m = N·e/R_b·b·h₀² = 858,7·52,73/1,265·50·57² = 0,22;

 = а’/h₀ = 3/57 = 0,053;

Площа симетричної арматури:

По мінімальному проценту армування для гнучкості  =65,  = 0,002, площа арматури:

A_S = A’_S = ·b·h₀/2 = 0,002·50·57/2 = 2,85 см²;Приймаємо конструктивно316А400С A_S = 6,03; Рис.7 Поперечний розріз надкрановоі частини колони

Підкранова частина колони, переріз 4–4

В перерізі 4-4 діють три комбінації розрахункових зусиль.

Комбінації зусиль з урахуванням _n Таблиця 12.

Зусилля	Перша	Друга	Третя
M, кН·м N, кН Q, кН	12,06 1520,66 11,59	688,75 1367,43 99,94	-427,5 1981,32 -54,06
Коефіцієнт b2	0,9	1,1	1,1

Зусилля від довготривалого постійного навантаження :

M_l = 0,95·M₄₃ = 0,95·82= 77,9 кН·м;

N_l = 0,95·N₄₃ = 0,95·1439,4= 1367,43 кН·м;

R_b = _b2·R_b = 1,1·11,5 = 12,65 кН;

Розрахункова довжина підкранової частини колони без врахування кранового навантаження при

розрізних підкранових балках та багатопролітних будівель:

l₀ = ψ·H_Н = 1,2·8,1 = 9,72 м;

Радіус інерції перерізу:

Рис 8 Армування гілок і розпорки двухгілковоі колони

Приведена гнучкість колони:  = l₀ / і = 972/79,57 = 12,22<14;

Слід враховувати вплив прогину колони на величину ексцентриситету поздовжньої сили:

e₀ = M/N = 68874/1367,43 = 50,4см;

Момент всіх сил відносно центра ваги розтягнутої арматури, вісь 1-1

М₁ = М+N·с/2 = 688,74+1367,43·1,05/2 = 1405,6 кН·см;

Момент довготривалих діючих сил відносно тієї ж вісі:

M_1l = M_l + N_l·с/2 = 77,9 + 1367,43·1,05/2 = 795,8кН∙см

Коефіцієнт який враховує довго тривалість дії навантаження:

φ_l = 1 + M_1l/М₁ = 1 + 795,8/1405,6=1,57

Відносний ексцентриситет:

δ_е = е₀/h = 50,4/130 =0,38;

Граничне значення відносного ексцентриситету:

δ_e,min =0,5-0,01·l₀/h – 0,01·R_b = 0,5 – 0,01·990/130 – 0,01·12,65 = 0,45;

Приймаємо: δ_е =0,45;

Момент інерції бетонного перерізу підкранової частини:

I = bdc²/2 = 50·25·105²/2 = 6,9∙10⁶ см⁴;

Приведений момент інерції арматури при загальному коефіцієнті армування гілки:

 =( A_S + A’_S ) /b·d= 0,006;  = E_S/E_b = 8,3;

I_S,red =2  ∙b∙ d∙(c/2)² = 2∙8,3 ∙0,006∙50∙25∙(105/2 )² = 343153,125см⁴;

Умовна критична сила:

Коефіцієнт який враховує вплив прогину на ексцентриситет:

Поздовжнє зусилля в гілках колони:

в лівій гілці N_bл = -5,03 кН

в правій гілці N_bп = 1372,47 кН

Згинаючий момент в гілках колони:

M_b= Q·s/4 = 99,94∙ 1,4/4 = 34,98кН·м

Розрахунок правої гілки на позацентровий стиск

Відносна величина поздовжньоі сили

n=N /R_b b·h₀=1372,47/1,265·50·22=0,99

Відносна гранична висота стиснутоі зони бетона при

_b2=1,1 та w = 0,85 – 0,008·R_b = 0,85 – 0,008·12,65 = 0,75;

Гранична відносна висота стиснутої зони:

Так як

маємо випадок малих ексцентриситетів.

Ексцентриситет поздовжньоі сили

e₀ = M_b/N_b,n=3498/1372,47=2,55см

Ексцентриситет відносно центра тяжіння розтягнутоі арматури

e = e₀+0,5h-a=2,55+0,5·25-3=12,05см

Відносний момент:

m = N·e/R_b·b·h₀² = 1372,47·12,05/1,265·50·22² = 0,54;

 = а’/h₀ = 3/22 = 0,14;

Коефіцієнт

α= =

Відносна висота стиснутоі зони

Площа симетричної арматури:

При гнучкості гілки  =0,9s/d=0,9·140/25=5,04 і мінімальний відсоток армування , _min = 0,1%, площа арматури:

A_S = A’_S =  _min ·b·h₀/2 = 0,001·50·22/2 = 0,55 см²;

Приймаємо конструктивно 316А400С A_S = 6,03 см²;

Розрахунок лівоі гілки на позацентровий стиск

Ексцентриситет поздовжньої сили: e₀ = M_в/N_в.л. = 3498/5,03 = 695,4 см;

Повний ексцентриситет:

е = e₀ + h/2 – a = 695,4+ 25/2 – 3 = 704,9 см;

Приймаємо конструктивно 316А400С A_S = 6,03 см²;

Несуча здатність підкранової частини колони в площині, перпендикулярній площі згину.

Розрахункова довжина при наявності поздовжніх пов’язей:

l­₀ = 0,8·H_H = 0,8·810 = 648 см;

Радіус інерції: ;

При гнучкості  = l₀ / і = 660/14,5 = 45,5 > 14 необхідно враховувати вплив прогину на міцність;

Значення випадкових ексцентриситетів:

e₀ = b/30 = 50/30 = 1,67 см;

e₀ = H_Н/600 = 810/600 = 1,35 см;

e₀ > 1 см.

Приймаємо більше значення: e₀ = 1,67 см;

Ексцентриситет рівнодіючої відносно арматури А_S:

е = e₀ + 0,5·b – а = 1,67 + 0,5·50 – 3 = 23,67 см;

Розрахункова нормальна сила при третій комбінації зусиль N = 1981,32 кН, в тому числі довготривала діюча з урахуванням _n = 0,95∙ N_l = 0,95·1439,4 = 1367,43 кН;

Момент сил відносно центра ваги арматури:

М₁ = N·e = 1981,32·23,67 = 46898 кН·м;

М_1l = N_l·e = 1367,43·23,67= 32367 кН·м;

Коефіцієнт:  _l = 1+M_1l/M₁ = 1+32367 /46898 = 1,69;

Відносний ексцентриситет: _e= e₀/h = 1,67/50 = 0,03;

Його мінімальне значення: _e,min = 0,5-0,01·l₀/h-0.01·R_b = 0,5-0,01·648/50-0,01·12,65 = 0,24;

Приймаємо _e = 0,24;

Момент інерції бетонного перерізу: І = 2·25·50³/12 = 5,2·10⁵ см⁴;

Момент інерції арматури при загальній кількості арматури з однієї сторони гілки

4 16А400С A_S = 8,04 см²;

I_S = 2·A_S·(h/2-a)² = 2·8,04·(50/2 –3)² = 7783см⁴;

Критична поздовжня сила :

Розрахунковий ексцентриситет: е = e₀· + h/2 – a = 1,67·1,38 + 50/2 – 3 = 24,3 см;

При n = N/R_b·b·h₀ = 1981,32/1,265·50·47 = 0,66 > 0,58 – випадок малих ексцентриситетів;

m = N·e/R_b·b·h₀² = 1981,32·23,67/1,265·50·47² = 0,34;

 = а’/h₀ = 3/47 = 0,064;

Коефіцієнт

α= =

Відносна висота стиснутоі зони

Площа симетричної арматури:

Приймаємо конструктивно 416А400С A_S = 8,04 см²;

Розрахунок розпірки.

Згинальний момент в розпірці:

M_P = Q·s/2 = 99,94·1,4/2 = 69,96 кН·м;

h₀ = h – a = 40 – 3 = 37 см;

Площа симетричної арматури: ;

Приймаємо 316А400С A_S = 6,03см²;

Поперечна сила: Q_Р = 2·М_Р/с = 2·69,96/1,05 = 133,26 кН;

При класі бетона В20 розраханковий опір на розтяг R_bt=0,9МПа.

Поперечна сила яка сприймається бетоном розпірки при φ_b3= 0,6:

Q_b = φ_b3·γ_b2·R_b·b·h₀ = 0,6·1,1·0,09·50·37 = 109,89 кН;

Так як Q_Р> Q_b, необхіден розрахунок поперечноі арматури.

Приймаємо у розпорці двухсрізні хомути 26А240С з кроком 150 мм.Розрахунковий опір поперечноі арматури R_sw=175МПа. Поперечна сила, сприймаєма на одиницю довжини розпорки:

q_sw

Поперечна сила ,сприймаєма хомутами і бетоном розпорки:

Q_{wb =}

Міцність похилих перерізів розпорки забезпечена.