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


Содержание


ЗАДАНИЕ 2

Введение. 3

1 Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания. 4

1.1 Эскизное проектирование 4

1.2 Компоновка поперечной рамы 5



Кафедра « »

ЗАДАНИЕ


на курсовой проект №2 по железобетонным

конструкциям

Выдано студенту курса IV
Исходные данные


  1. место строительства Рязань

  2. Сетка колонн, количество пролетов 12х18

  3. Высота пролета 13,2 м Тип кровли теплая

  4. Длина здания 216м

  5. Грузоподъемность кранов 15т (л)

  6. Условное расчетное давление на грунт основания 0,45 Мпа

  7. Тип ригеля КЖС

  8. Марки материалов – по выбору проектировщика в соответствии с действующими нормами

  9. Объемные массы – по справочникам






Руководитель проекта

Введение.


Конструкции промышленных зданий состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий – плиты и балки перекрытий, колонны, стены и др. – должны обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания.

В курсовом проекте необходимо запроектировать основные несущие конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами. В разделе железобетонные конструкции выполнить расчет и конструирование сборного железобетонного перекрытия (плиты КЖС, продольной балки, колонны и фундамента под колонну), а так же выполнить статический расчет поперечной рамы.

Группе студентов в количестве четырех человек необходимо провести учебно-исследовательскую работу, которая заключается в выведении зависимости типа ригеля на относительный расход материала покрытия.

1 Эскизное проектирование одноэтажного промышленного здания.

1.1 Эскизное проектирование


Одноэтажное промышленное здание имеет в плане размеры 216х36 м., сетку колонн 12х18 м. высота пролета 13,2 м. Нормативное значение ветровой нагрузки v = 0,23 кН/м2, снеговая нагрузка – по III району 1 кН/м2 (г.Рязань), коэффициент надежности по назначению здания 0,95.

Разбиваем здание на 3 температурных отсека по длине (3х72 м в осях).

Вертикальные металлические связи по колоннам (из 2-х швеллеров) при шаге 12 м – портальные устанавливаются посередине каждого температурного блока в каждом ряду колонн.

Горизонтальные связи у торцевых стен в виде стальных ферм.

Покрытие принимаем из панелей-оболочек КЖС 3х18м и продольных балок двутаврового сечения пролётом 12 м.


Рисунок 1 – Панель КЖС 3х18 м и продольная балка пролётом 12 м.

С
теновая панель

Рисунок 2 - Панель стеновая.
Подкрановая балка марки БКНА12-2с двутаврового сечения весом

10,7 т, высотой 1,4 м.



Рисунок 3 – Подкрановая балка БКНА 12-2с
Характеристики подкрановых балок БКНА 12-2с

Таблица 1

Наименование

Вес, т

Объем бетона, м3

Грузоподъемность

Содержание

Арматуры

А-1 в м3

БКНА 12-2с

10,7

4,27

15 т

274



1.2 Компоновка поперечной рамы


Размеры колонн по высоте (рис. 4):

Высота надкрановой части колонны Нв определяется:

НвНкр+(hпб+0,15)+а2 = 2.3+(1.4+0,15)+0,15 = 4м,

где Нкр- габаритный размер крана;

hпб – высота подкрановой балки =1.4м;

0,15-высота кранового рельса с прокладками;

а2  0,15м - зазор между верхом крановой тележки и низом стропильной конструкции.

Высота подкрановой части колонны:

Нн = НпрНвhпб 1=13,24–1+0,15= 8,2м,

где Нпр – расстояние от пола от низа ригеля;

hпб – высота продольной балки;

а1 – расстояние от пола до обреза фундамента.



Рисунок 4 – Определение размеров колонны по высоте


Выбор типа колонн.

При высоте здания более 12 м назначаем двухветвевые колонны.

Размеры поперечных сечений колонн приведены на рис. 5.

Размеры сечения надкрановой части колонн:

крайней и средней: b*h = 500*600 мм

Размеры сечения подкрановой части колонн:

крайней и средней b*h = 500*1200 мм.

Высота сечения ветви h = 250 мм, высота сечения распорки 700 мм.



Рисунок 5 – а) крайняя колонна; б) средняя колонна
Привязка подкрановых путей к разбивочными осями принимается равной 750 мм.

Привязка колонн крайних рядов к продольным разбивочным осям равна 250 мм.
а)

б)

Рисунок 6 – а) План здания; б) Продольный разрез
Фундаментная балка марки ФБН3 (рис. 2) весом 3,2 т, высотой 0,4 м и шириной 0,3 м.


Рисунок 7 – Фундаментная балка ФБН3.

2 Расчёт панели-оболочки КЖС

2.1 Материалы:

Арматура диафрагмы класса А-III, расчетные сопротивления Rs,ser = 540 МПа, Rs = 490 МПа, модуль упругости Es = 180000 МПа. Оболоч­ки армируют арматурой А-IV, для сварных каркасов и сеток А-III.

Бетон легкий класса В 30 на плотном мелком заполнителе, расчетные сопротивления: Rb = 17 МПа; Rbt = 1.2 МПа; Rbn = Rb,ser = 22 МПа; Rbtn = Rbt,ser = 1,8МПа; Eb = 29000 МПа; коэффици­ент учета длительности действия нагрузки b2=0,9;

Размеры панели.

Номинальные размеры панели BL = 318 м. Высота сечения посере­дине пролета панели h0 = L/20=18000/20 = 1000 мм; высота опорной части панели = 150 мм.

Расчетный пролет панели lo = L  300 = 18000  250 = 17750 мм.

Сечение нижнего пояса диафрагм bf = 100мм; hf =100 мм. Толщину стенки диафрагм = 40-50мм. Ширина панели bf = 2940 мм.


Рисунок 8 – Поперечное сечение панели-оболочки КЖС:

2.2 Нагрузки

Нагрузки на панель КЖС Таблица 2

Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, Н/м2

Коэффициент, ?f

Расчетная нагрузка, Н/м2

Постоянная










от слоя гравия на битумной мастике t=20мм, ?=2000 кг/м3

400

1,3

520

от трёхслойного рубероидного ковра на битумной мастике

150

1,2

180

от слоя рубероида насухо

50

1,2

60

от утеплителя – несгораемых плит м/в t=100мм, r=300кг/м3

300

1,2

360

от пароизоляции – 2 слоя пергамина

100

1,2

120

от собственного веса панели

2015

1,1

2216

Итого

2075




3528

Временная (снеговая)

1000

1,4

1400

длительная (50%)

500

1,4

700

кратковременная

500

1,4

700

Всего

4075




4928

постоянная и длительная

3575




4128

кратковременная

500




700


С учетом коэффициента надежности  = 0,95 нагрузку принимаем:

Нормативная нагрузка:

полная 4075*0,95 = 3871,3 Н/м2;

постоянная и длительная 3575*0,95 = 3396 Н/м2;

кратковременная 500*0,95 = 475 Н/м2;

Расчетная нагрузка:

полная 4928*0,95 = 4681,6 Н/м2;

постоянная и длительная 4128*0,95 = 3922 Н/м2;

кратковременная 700*0,95 = 665 Н/м2;

Расчетный изгибающий момент в середине пролета панели

M = ql02/8 = 14,046 *17,752/8 = 553 кН*м;

где (g+р)*b = 4,682*3 = 14,046 Н/м2;

Расчётная поперечная сила Qmax = ql0/2 = 14,046*17,75/2 = 125 кН;

Расчетные усилия от нормативных нагрузок:

от полной:

Мн = 3,871*3*17,752/8 = 457 кН*м;

Qн = 3,871*3*17,75/2 = 103 кН;

от постоянной и длительной нагрузки:

Мнld = 3,396*3*17,752/8 = 401 кН*м;

Qнld = 3,396*3*17,75/2 = 90,4 кН;

от кратковременных нагрузок:

Мнсd = 0,475*3*17,752/8 = 56 кН*м;

Qнсd = 0,475*3*17,75/2 = 12,6 кН.
2.3 Расчет продольной рабочей арматуры

Требуемая площадь сечения рабочей предварительно напряженной арматуры класса А-IV в нижнем поясе диафрагм:

As = M0/(z0Rs) = 533/0.935*510*100 = 11,1 cм2;

где z0 = h-a-hf/2 = 1000-50-30/2 = 935 мм;

По сортаменту принимаем 4 20 А-IV с As = 12,56 cм2.
2.4 Расчет толщины оболочки

Требуемая толщина средней части свода оболочки из условия прочности определяется по формуле:

hf,4 -5 = M0/(z0bfb0b2Rb) = 533000/(0,935*294*0,75*0,9*17*100) = 1,69 см < < hf = 3см, назначаемой по конструктивным соображениям. Принимаем 3 см.

Минимальная толщина оболочки в приопорной части панели:

hf,3-4 = M0/(z0b2Rb(х+4а1)) = 533000/(0,935*0,9*17*100*(200+4*9) = 1,58 < < 3 см.

Для проверки устойчивости оболочки необходимо подсчитать геометрические характеристики сечения в се­редине пролета КЖС:

 = Еs/Ев = 1,9*105/0,29*105 = 6,55;

/ = 1,7*105/0,29*105 = 5,86;

Прочность приведенного сечения бетона:

Ared = A+*Asp+/*As/;

Ared = 2091+6,55*12,56+5,86*0,196*10 = 2185 см2;

где А = 294*3+2*37*9/2+10*10*2+2*6*3,3/2+2*84*2 = 2091 см2.

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

Sred = ?Ai*yi:

Sred = 294*3*98,5+37*9*92,5+10*10*2*5+6*3,3*10,1+2*82*4*51+6,55*12,56*5 = 152747 см3.

Расстояние от нижней грани до центра тяжести се­чения:

y = Sred/Ared = 152747/2185 = 69,9 см.

Момент инерции приведенного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения:

Ired = ?(Ii+Ai*yi2) = =294*33/12+294*3*28,92+37*92/12+37*9*22,92+2*10*103/12+

+10*10*64,62+6*3,33/12+6*3,3*582+2*4*823/12+2*4*82*18,62+

+6,55*12,56*64,62= 2,42*106 см4.

Расстояние до верхней и нижней границ ядра сечения от центра тяжести приведенного сечения:

r = Ired/Ared*y0 = 2,42*106/2185*69,9 = 15,9 см;

rinf = Ired/(Ared*(h-y0)) = 2,42*106/(2185*(100-69,9)) = 36,4 см;

Проверка толщины оболочки на условное критическое напряжение сжатия, по формуле:

hf,4-5 = 0,8l0f(M0n*y0//(Eb*Ired)) = 0,8*220(45700000*28,9/0.29*105* *100*2,42*106) = 2,4 cм < 3cм.

Назначенная толщина оболочки hf = 30 мм удовлетво­ряет условиям прочности и устойчивости.

2.5 Расчет арматуры в торце плиты

Расчетные усилия в торцевой арматуре N (принимаем большее из двух значений):

Площадь сечения торцевой арматуры As,t класса А-III:

As,t = 76300/365*100 = 2,1 см2

Принимаем 2 Ш 12 А-Ш, с Аs = 2,26см2;

N1=(g+2000)l02bs/(64*z0) = (2216+2000)17,752*2,8/(64*0,935) = 62 кН;

N2=RsAsbs/(8bf ) = 12,56*510*100*280/ (8*294) = 76,3 кН > 62 кН,

где bs=294 мм- расстояние между осями рабочей арматуры диафрагм.
2.6 Расчет диафрагм на действие поперечной силы

Значение Q = 125 кН. С учетом влияния изгибающего момента рассмотрим сечение, расположенное на расстоянии 1м от оси опоры. В этом сечении:

h0 = 26.7см, z0 = 24.4см, tgf=0.19, толщина диофрагм b/=10 см, Rbt = 1.2 МПа.

Усилия в этом сечении:

Q0 = 125-16,04*1 = 109 кН;

М = 125*1-16,04*1/2 = 117 кН*м;

Определяем часть поперечной силы, воспринимаемой диафрагмой:

Qd = Q0 - M/z0*tgf, где f-угол наклона оси оболочки, при этом должно соблюдаться условие:

Qd/2*b/*h0 ? 0.5*Rbt

Qd = 109-117*0.19/0.244 = 18 кН;

Проверяем условие:

18000/2*10*26,7 = 34 Н/см2 < 0,5*1,2*100 = 60Н/см2;

Условие соблюдается. Следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется, устанавливаем ее конструктивно: Ш 6А-III с шагом 150 мм на приопорном участке длиной 0,1*l = 2м. В вертикальных ребрах жесткости диафрагмам через 1,5-1,6м ставим подвески из арматуры Ш 10 А-III.

2.7 Расчет анкеров

Площадь рабочей поверхности анкера рабочей арматуры каждой диафрагмы определяется:

A1 = M1/(2z1b2 Rb):

z1 = 33 см, М1 = 143*1,5-16,04*1,52/2 = 196,4 кН*м;
Площадь поверхности анкера:

A1 = 19640000/2*33*0,9*17*100 = 195 см2;

Принят анкер с упорной плитой шириной 180 и высотой 140мм: А1=18*14 = = 252см2 > 195 см2.
2.8 Определение потерь предварительного напрежения арматуры

Предварительное напряжение в напрягаемой арматуре до обжатия бетона при коэффициенте натяжения sp= 0,9:

sp = 0,9*590*0,9 = 478 МПа;

Соответствующее усилие в этой арматуре:

Р01 = sp*Asp = 478*100*12,56 = 600 кН;

Изгибающие моменты в середине пролета от собственного веса панели:

Мс = 6600*17,752/2 = 260 кН*м,

где qс = 2216*2,98 = 6600 Н/м;

Напряжения в бетоне на уровне напрягаемой арматуры в момент его обжатия:

bp = P01/Ared+(P01*eop-Mc)eop/Ired = 600268/2185+(600368*64,6-26000000)* *64,6/2,42*106 = 616 Н/см2 = 6 МПа;

Определяем потери напряжений:

а) от быстронатекающей ползучести:

b = 0,85*40*bp/Rbp = 0,85*40*6/21 = 9,7 МПа;

где bp/Rbp = 6/21=0,29 <  = 0.25+0.025*21 = 0,775;

б) от усадки бетона класса В30 - 8 = 35 МПа;

в) от ползучести бетона (при  = 0,85 и *bp/Rbp = 8,31/21 = 0,396 < 0,75)

9 = 0,85*150*bp/Rbp = 0,85*150*0,29 = 37 МПа;

общие потери los = 6+8+9 = 9.7+35+37 = 81,7 МПа.

Аналогичные вычисления производим при коэффициенте натяжения sp=1:

sp = 0.9*590*1 = 531 МПа;

Р01 = 531*100*12,56 = 667 кН;

bp = 666936/2185+(666936*64,6-26000000)*64,6/2,42*106 = 761 МПа;

Потери напряжений:

а) 6 = 0,85*40*7,61/21 = 12,3 МПа;

б) 8 =35 МПа;

в) 9 = 0,85*150*7,61/21 = 46 МПа;

общие потери loc = 12,3+35+46 = 93,3 МПа.

То же при sp = 1,1:

sp = 0.9*590*1,1 = 585 МПа;

Р01 = 585*100*12,56 = 735 кН;

bp = 734760/2185+(734760*64,6-26000000)*64,6/2,42*106 = 909 МПа;

Потери напряжений:

а) 6 = 0,85*40*9/21 = 14,6 МПа;

б) 8 =35 МПа;

в) 9 = 0,85*150*9/21 = 55 МПа;

общие потери loc =14,6+35+55 = 105 МПа.
  1   2   3   4
Учебный текст
© perviydoc.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации