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

Расчет и проектирование конструкции одноэтажного промышленного здания

Доступные файлы (2):

n1.dwg
n2.doc	676kb.	25.06.2011 20:08	скачать

n2.doc

Содержание




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:

Н_вН_кр+(h_пб+0,15)+а₂ = 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;

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

Высота подкрановой части колонны:

Н_н = Н_прН_вh_пб +а₁=13,24–1+0,15= 8,2м,

где Н_пр – расстояние от пола от низа ригеля;

h_пб – 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 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 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 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/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 Q_max = ql₀/2 = 14,046*17,75/2 = 125 кН;

Расчетные усилия от нормативных нагрузок:

от полной:

М^н = 3,871*3*17,75²/8 = 457 кН*м;

Q^н = 3,871*3*17,75/2 = 103 кН;

от постоянной и длительной нагрузки:

М^н_ld = 3,396*3*17,75²/8 = 401 кН*м;

Q^н_ld = 3,396*3*17,75/2 = 90,4 кН;

от кратковременных нагрузок:

М^н_сd = 0,475*3*17,75²/8 = 56 кН*м;

Q^н_сd = 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 = M₀/(z₀R_s) = 533/0.935*510*100 = 11,1 cм²;

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

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

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

h_{f,4 -5} = M₀/(z₀b_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 = M₀/(z₀_b2R_b(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:

A_red = A+*A_sp+^/*A_s^/;

A_red = 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:

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 см³.

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*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 = I_red/A_red*y₀ = 2,42*10⁶/2185*69,9 = 15,9 см;

r_inf = I_red/(A_red*(h-y₀)) = 2,42*10⁶/(2185*(100-69,9)) = 36,4 см;

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

h_f,4-5 = 0,8l_0f(M₀ⁿ*y₀^//(E_b*I_red)) = 0,8*220(45700000*28,9/0.29*10⁵* *100*2,42*10⁶) = 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 см²

Принимаем 2 Ш 12 А-Ш, с А_s = 2,26см²;

N₁=(g+2000)l₀²b_s/(64*z₀) = (2216+2000)17,75²*2,8/(64*0,935) = 62 кН;

N₂=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:

h₀ = 26.7см, z₀ = 24.4см, tgf=0.19, толщина диофрагм b^/=10 см, R_bt = 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:

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

Q_d/2*b^/*h₀ ? 0.5*R_bt

Q_d = 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/(2z₁_b2 R_b):

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*A_sp = 478*100*12,56 = 600 кН;

Изгибающие моменты в середине пролета от собственного веса панели:

М_с = 6600*17,75²/2 = 260 кН*м,

где q_с = 2216*2,98 = 6600 Н/м;

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

_bp = P₀₁/A_red+(P₀₁*e_op-M_c)e_op/I_red = 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/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;

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.