Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания - файл n2.doc
Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного зданияДоступные файлы (2):
n2.doc
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
место строительства Рязань
Сетка колонн, количество пролетов 12х18
Высота пролета 13,2 м Тип кровли теплая
Длина здания 216м
Грузоподъемность кранов 15т (л)
Условное расчетное давление на грунт основания 0,45 Мпа
Тип ригеля КЖС
Марки материалов – по выбору проектировщика в соответствии с действующими нормами
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/м
2, снеговая нагрузка – по III району 1 кН/м
2 (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:
Н
вН
кр+(h
пб+0,15)+а
2 = 2.3+(1.4+0,15)+0,15 = 4м,
где Н
кр- габаритный размер крана;
h
пб – высота подкрановой балки =1.4м;
0,15-высота кранового рельса с прокладками;
а
2 0,15м - зазор между верхом крановой тележки и низом стропильной конструкции.
Высота подкрановой части колонны:
Н
н = Н
прН
вh
пб +а
1=13,24–1+0,15= 8,2м,
где Н
пр – расстояние от пола от низа ригеля;
h
пб – высота продольной балки;
а
1 – 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 R
s,ser = 540 МПа, R
s = 490 МПа, модуль упругости E
s = 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: R
b = 17 МПа; R
bt = 1.2 МПа; R
bn = R
b,ser = 22 МПа; R
btn = R
bt,ser = 1,8МПа; E
b = 29000 МПа; коэффициент учета длительности действия нагрузки
b2=0,9;
Размеры панели.
Номинальные размеры панели BL = 318 м. Высота сечения посередине пролета панели h
0 = L/20=18000/20 = 1000 мм; высота опорной части панели = 150 мм.
Расчетный пролет панели l
o = L 300 = 18000 250 = 17750 мм.
Сечение нижнего пояса диафрагм b
f = 100мм; h
f =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/м
2;
постоянная и длительная 3575*0,95 = 3396 Н/м
2;
кратковременная 500*0,95 = 475 Н/м
2;
Расчетная нагрузка:
полная 4928*0,95 = 4681,6 Н/м
2;
постоянная и длительная 4128*0,95 = 3922 Н/м
2;
кратковременная 700*0,95 = 665 Н/м
2;
Расчетный изгибающий момент в середине пролета панели
M = ql
02/8 = 14,046 *17,75
2/8 = 553 кН*м;
где (g+р)*b = 4,682*3 = 14,046 Н/м
2;
Расчётная поперечная сила Q
max = ql
0/2 = 14,046*17,75/2 = 125 кН;
Расчетные усилия от нормативных нагрузок:
от полной:
М
н = 3,871*3*17,75
2/8 = 457 кН*м;
Q
н = 3,871*3*17,75/2 = 103 кН;
от постоянной и длительной нагрузки:
М
нld = 3,396*3*17,75
2/8 = 401 кН*м;
Q
нld = 3,396*3*17,75/2 = 90,4 кН;
от кратковременных нагрузок:
М
нсd = 0,475*3*17,75
2/8 = 56 кН*м;
Q
нсd = 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:
A
s = M
0/(z
0R
s) = 533/0.935*510*100 = 11,1 cм
2;
где z
0 = h-a-h
f/2 = 1000-50-30/2 = 935 мм;
По сортаменту принимаем 4 20 А-IV с A
s = 12,56 cм
2.
2.4 Расчет толщины оболочки Требуемая толщина средней части свода оболочки из условия прочности определяется по формуле:
h
f,4 -5 = M
0/(z
0b
f
b0
b2R
b) = 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:
h
f,3-4 = M
0/(z
0
b2R
b(х+4а
1)) = 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*10
5/0,29*10
5 = 6,55;
/ = 1,7*10
5/0,29*10
5 = 5,86;
Прочность приведенного сечения бетона:
A
red = A+*A
sp+
/*A
s/;
A
red = 2091+6,55*12,56+5,86*0,196*10 = 2185 см
2;
где А = 294*3+2*37*9/2+10*10*2+2*6*3,3/2+2*84*2 = 2091 см
2.
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:
S
red = ?A
i*y
i:
S
red = 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 см
3.
Расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения:
y = S
red/A
red = 152747/2185 = 69,9 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения:
I
red = ?(I
i+A
i*y
i2) = =294*3
3/12+294*3*28,9
2+37*9
2/12+37*9*22,9
2+2*10*10
3/12+
+10*10*64,6
2+6*3,3
3/12+6*3,3*58
2+2*4*82
3/12+2*4*82*18,6
2+
+6,55*12,56*64,6
2= 2,42*10
6 см
4.
Расстояние до верхней и нижней границ ядра сечения от центра тяжести приведенного сечения:
r = I
red/A
red*y
0 = 2,42*10
6/2185*69,9 = 15,9 см;
r
inf = I
red/(A
red*(h-y
0)) = 2,42*10
6/(2185*(100-69,9)) = 36,4 см;
Проверка толщины оболочки на условное критическое напряжение сжатия, по формуле:
h
f,4-5 = 0,8l
0f(M
0n*y
0//(E
b*I
red)) = 0,8*220(45700000*28,9/0.29*10
5*
*100*2,42*10
6) = 2,4 cм < 3cм.
Назначенная толщина оболочки h
f = 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 A
s,t класса А-III:
A
s,t = 76300/365*100 = 2,1 см
2 Принимаем 2 Ш 12 А-Ш, с А
s = 2,26см
2;
N
1=(g+2000)l
02b
s/(64*z
0) = (2216+2000)17,75
2*2,8/(64*0,935) = 62 кН;
N
2=R
sA
sb
s/(8b
f ) = 12,56*510*100*280/ (8*294) = 76,3 кН > 62 кН,
где b
s=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:
h
0 = 26.7см, z
0 = 24.4см, tgf=0.19, толщина диофрагм b
/=10 см, R
bt = 1.2 МПа.
Усилия в этом сечении:
Q
0 = 125-16,04*1 = 109 кН;
М = 125*1-16,04*1/2 = 117 кН*м;
Определяем часть поперечной силы, воспринимаемой диафрагмой:
Q
d = Q
0 - M/z
0*tgf, где f-угол наклона оси оболочки, при этом должно соблюдаться условие:
Q
d/2*b
/*h
0 ? 0.5*R
bt Q
d = 109-117*0.19/0.244 = 18 кН;
Проверяем условие:
18000/2*10*26,7 = 34 Н/см
2 < 0,5*1,2*100 = 60Н/см
2;
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:
A
1 = M
1/(2z
1
b2 R
b):
z
1 = 33 см, М
1 = 143*1,5-16,04*1,5
2/2 = 196,4 кН*м;
Площадь поверхности анкера:
A
1 = 19640000/2*33*0,9*17*100 = 195 см
2;
Принят анкер с упорной плитой шириной 180 и высотой 140мм: А
1=18*14 = = 252см
2 > 195 см
2.
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:
Р
01 =
sp*A
sp = 478*100*12,56 = 600 кН;
Изгибающие моменты в середине пролета от собственного веса панели:
М
с = 6600*17,75
2/2 = 260 кН*м,
где q
с = 2216*2,98 = 6600 Н/м;
Напряжения в бетоне на уровне напрягаемой арматуры в момент его обжатия:
bp = P
01/A
red+(P
01*e
op-M
c)e
op/I
red = 600268/2185+(600368*64,6-26000000)* *64,6/2,42*10
6 = 616 Н/см
2 = 6 МПа;
Определяем потери напряжений:
а) от быстронатекающей ползучести:
b = 0,85*40*
bp/R
bp = 0,85*40*6/21 = 9,7 МПа;
где
bp/R
bp = 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/R
bp = 8,31/21 = 0,396 < 0,75)
9 = 0,85*150*
bp/R
bp = 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;
Р
01 = 531*100*12,56 = 667 кН;
bp = 666936/2185+(666936*64,6-26000000)*64,6/2,42*10
6 = 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;
Р
01 = 585*100*12,56 = 735 кН;
bp = 734760/2185+(734760*64,6-26000000)*64,6/2,42*10
6 = 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.