скачать рефераты

МЕНЮ


Одноэтажное промышленное здание

Одноэтажное промышленное здание

Пояснительная записка

к курсовому проекту:

«Одноэтажное промышленное здание»

1.1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок


Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий. Находим высоту надкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м (по приложению XII) для шага колонн 6 м., а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 32/5 т Hk – 2,75 м (по приложению XV):

Высоту подкрановой части колонн определяем но заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента – 0,150 м.:


Н2 = 2,75 + 0,8 + 0,15 + 0,1 = 3,8 м => принимаем Н2 = 3,9 м

Н1 = 12 - 3,9 + 0,15 = 8,25 м.


Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно:


у = 3,9 - 0,8 - 0,15 = 2,95 м.


Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями табл. 32 [2]. Результаты представлены в табл. 1.

 Таблица 1. Расчетные длины колонн (l0)

 Часть

колонны

При расчёте в плоскости поперечной рамы

В перпендикулярном

направлении

При учёте нагрузок от крана

Без учёта нагрузок от крана

Подкрановая

Н1 = 8,25 м.

1,5∙Н1=1,5∙8,25=12,375 м

1,2∙(Н1+Н2) = 14,58 м.

0,8∙Н1 = 6,6 м.

Над крановая

Н2 = 3,9 м.

2∙Н2=2∙3,9=7,8м

2,5∙Н2 = 9,75 м.

1,5∙Н2 = 5,85 м.


Согласно требованиям п. 5.3 [2], размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими, чтобы их гибкость l0/r (l0/h) в любом направлении, как правило, не превышала 120 (35). Следовательно, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14,58/35 = 0,417 м, а над крановой – 9,75/35 = 0,279 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью более 30 т принимаем поперечные сечения колонн в над крановой части 400×600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400×800 мм, и для средней – 400×600 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах:


(1/10...1/14)Н1 = (1/10...1/14)8,25 = 0,825...0,589 м.


В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 5, а для колонн среднего ряда по оси Б – 9.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной раскосной фермы типа ФС-18 из тяжелого бетона. По приложению VI назначаем марку конструкции 2ФС-18, с номером типа опалубочной формы 2, с максимальной высотой в середине пролета равной; hферм = 2.45 + 0.18/2 +0.2/2 = 2.64 м., и объемом бетона 2,42 м3.

По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3×6 м (номер типа опалубочной формы 1 высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 65,5 мм).

Толщина кровли (по заданию тип 5), согласно приложению XIII, составляет 140 мм. По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис. 1.

Рис.1. Фрагмент плана одноэтажного трехпролётного промышленного здания и поперечный разрез.


Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму: постоянные нагрузки, распределенные по поверхности от веса конструкции покрытия заданного типа (рис. 2) приведены в табл. 2.

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

Элемент совмещённого покрытия

Нормативная нагрузка

[кН/м2]

Коэффициент γс

Расчётная нагрузка
[кН/м2]

Кровля:




Слой гравия, втопленного в битум

0,16

1,3

0,208

Трехслойный рубероидный ковёр

0,09

1,3

0,117

Цементная стяжка (δ = 25 мм)

0,27

1,3

0,351

Ячеистый бетон

0,03

1,3

0,39

Пароизоляция (рубероид 1 слой, 0,03 мм.)

0,03

1,3

0,039

Ребристые плиты покрытия размером 3х6 м с учётом заливки швов (δ = 65,5 мм, ρ = 25 кН/м³)

1,75

1,1

1,925

ФС-18 (Vб=2,42 м3, пролёт 18 м, шаг колонн 6 м, бетон тяжелый)

0,6534

1,1

0,7187

Итого



3,748


С учетом коэффициента надежности по назначению здания γn = 1 (класс ответственности I) и шага колонн в продольном направлении 6 м, расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна:


 G = 3,748·1·6=22,4922 кН/м.


Нормативная нагрузка от 1 м2 стеновых панелей из бетона на пористом заполнителе марки D 800 при толщине 200 мм составит 8,8·0,2 = 1,76 кН/м2, где ρ= 8,8 кН/м3 – плотность бетона на пористом заполнителе, определяемая согласно п. 2.13 [3].

Нормативная нагрузка от 1 м2 остекления в соответствии с приложением XIV равна 0,5 кН/м2.

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов производственного здания:

на участке между отметками 11,4 и 13,8 м G1 = 27,8784 кН;

на участке между отметками 7,8 и 11,4м G2 = 21,5892 кН

на участке между отметками 0,0 и 7,8 м G3 = 35,7192 кН;

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона (ρ = 25 кН/м3):

Колонна по оси А, подкрановая часть с консолью:


G41 = (0,8·8,25+0,5·0,6+0,52/ 2)·0,4·25·1,1·1 = 77,275 кН;


Над крановая часть:


G42 = 0,4·0,6·3,9·25·1,1·1 = 25,74кН;


итого


G4 = G41+G42 = 103,015 кН.


Колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями:

G51 = (0,8·8,25+2·0,6·0,65+0,652)·0,4·25·1,1·1 = 94,9025 кН;


над крановая часть:


G52 = 0,6·0,4·3,9·25·1,1·1= 25,74 кН;


итого


G5= G51+G52 = 120,6425 кН.


Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна: G6 =(35+1,5·6) ·1,1·1 = 48,4 кН

Временные нагрузки: снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания. Для заданного района строительства

(г. Братск) по [7] определяем нормативное значение снегового покрова so = 1 кПа (район III) и соответственное полное нормативное значение снеговой нагрузки s = so·μ = 1·1 = 1,0 кПа (при определении коэффициента μ не следует учитывать возможность снижения снеговой нагрузки с учетом скорости ветра). Коэффициент надежности для снеговой нагрузки γf = 1,4. Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом класса ответственности здания соответственно будет равна Psn = 1·1,4·6·1= 8,4 кН/м. Длительно действующая часть снеговой нагрузки согласно п. 1.7 [7] составит Psn,l = Psn·k= 0,3·8,4 = 2,52 кН/м.

Крановые нагрузки: по приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 32 т : ширина крана Вк = 6,3 м; база крана Ак = 5,1 м; нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Рмaх,п = 235 кН; масса тележки GT = 8,7 т; общая масса крана Gк = 28,0 т;

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):


Рмin,п= 0,5(Q + Qк) – Рмaх,п= 0,5(313,9 + 28·9,81) – 235 = 59,3 кН.


Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:


Тп= 0,5·0,05(Q + Qт) = 0,5·0,05(313,9 + 8,7·9,81) = 9,98 кН.


Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке yf = 1,1 согласно п. 4.8 [7].

Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис.3) без учета коэффициента сочетания Ψ:

Рис. 3 Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в не выгодное положение.


максимальное давление на колонну


Dмaх= Рмaх,п·γf ·Σу·γn = 235·1,1·1,95·1=504,075 кН, где Σу


сумма ординат линии влияния,


 Σу = 1+0,8+0,15 = 1,95;


 минимальное давление на колонну


Dmin = Рmin,п·γf ·Σу·γn = 59,3·1,1·1,95·1=127,1985 кН.


тормозная поперечная нагрузка на колонку


Т= Тп·γf ·Σу·γn = 9,98·1,1·1,95·1 = 21,4071 кН.

Ветровая нагрузка: Пенза расположена в II ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 6.4 [7] нормативное значение ветрового давления равно w0=0,3 кПа. Для заданного типа местности В с учетом коэффициента k (см. табл 6 [7]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания:

на высоте до 5 м wn1= 0,5·0,3 = 0,15 кПа;

на высоте 10 м wn2= 0,65·0,3 = 0,195 кПа;

на высоте 20 м wn3= 0,85·0,3 = 0,255 кПа.

Согласно рис. 4, вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и покрытия:

на отметке 13,2м wn4=0,195+[(0,255–0,195)/(20–10)](12–10)=0,207 кПа;

на отметке 15,3м wn5 = 0,195 + [(0,255 – 0,195)/(20 – 10)](15,08 – 10) = 0,225 кПа. Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 6 м:


  кПа


Рис. 4 К определению эквивалентного нормативного значения ветрового давления.

Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим по прил. 4 [7] аэродинамические коэффициенты се = 0,8 и се3 = – 0,4; тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке, γf = 1,4 и шага колонн 6 м получим:

 расчетную равномерно распределенную нагрузку на колонну рамы с наветренной стороны w1 = 0,177·0,8·1,4·6·1= 1,18944 кН/м;

то же, с подветренной стороны w2 = 0,177·0,4·1,4·6·6 = 0,5947 кН/м;

расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12 м.:


·γf··L·γn=

= (0,207+0,225)/2(15,8 – 12)·(0,8+0,4)·1,4·6·1 = 6,706 кН.


Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рис.5. При определении эксцентриситета опорных давлений стропильных конструкций следует принимать расстояния сил до разбивочных осей колонн в соответствии с их расчетными пролетами по приложениям VI – X.


Рис. 5 Расчетная схема поперечной рамы.


Проектирование стропильной конструкции.

Сегментная раскосная ферма:

Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета безраскосной фермы марки 2ФС24 для III снегового района.

Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона заданного класса В35, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 80% (уb2 = 1);


Rbn= Rb,ser = 25,5 МПа; Rb= 1·19,5= 19,5 МПа;

Rbt,n= Rbt,ser = 1,3 МПа; Еь = 31000 МПа;

Rbp = 20 МПа (см. табл. 2.3).


Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A-III, Rs = Rsc = 365 МПа; Es = 200 000 МПа; поперечной класса А-I, Rsw = 175 МПа; Es = 210 000 Мпа.

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса A-V:


Rsn = Rs,ser = 785 МПа; Rs = 680 МПа; Es = 190 000 МПа.


Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы Sp= 700 МПа. Способ натяжения арматуры – механический на упоры.

Так как σsp+р = 700+35=735МПа<Rs,ser =785 МПа и σsp – р = 700–35=665>0,3·Rs,ser=235,5 МПа, то требования условия (1) [2] удовлетворяются.

Расчет элементов нижнего пояса фермы. Согласно эпюрам усилий N и М, наиболее неблагоприятное сочетание усилий имеем в сечении номер 10 при N= 480,44 кН и М = 1,78 кН·м.

Поскольку в предельном состоянии влияние изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры, то расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения.

Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле (137) [4], принимая η=1,15: As,tot= N/(η·Rs) = 480,44·103/1,15·680= 614,974 мм2.

Принимаем 4 ø 16 A-V(Asp= Asp¢=804 мм2).

Определим усилия для расчета трещиностойкости нижнего пояса фермы путем деления значений усилий от расчетных нагрузок на вычисленный ЭВМ средний коэффициент надежности по нагрузке γfm= 1,206. Для сечения 10 получим усилия от действия полной (постоянной и снеговой) нагрузки:


N= N¯/ γfm = 480,44/1,206 = 398,3748 кН;

М= M¯/ γfm = 1,78/1,206 = 1,476 кН·м;


то же, от длительной (постоянной) нагрузки:


Nl = [Ng + (N¯ – Ng)kl] / γfm= [346,35+(480,44–346,35)0,3] /1,206 = 320,5448 кН;

Мl =[Мg + (М ¯– Мg)kl] / γfm= 1,8574 кН·м.


Согласно табл. 1, б [4] нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин до 0,3 мм и продолжительное шириной до 0,2 мм.

Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по формулам (11)–(13) [4] и (168)—(175) [5].

Площадь приведенного сечения:


 Ared=A+α·Asp,tot= 250·200+6,129·804 = 54927 мм2


где α = Es/Eb = 190 000/31 000 = 6,129


Момент инерции приведенного сечения


Ired=I+∑α·Asp·y2sp= 250·2003/12+6,129·402·552+6,129·402·552=1,8157·108 мм4

где уsp = h/2 — ар = 250/2 – 60 = 55мм.


Момент сопротивления приведенного сечения:


Wred = Ired/y0 = 1,8157·108/100 =1,8157 · 106 мм3, где у0 = h/2 = 250/2 = 125 мм.

Упругопластический момент сопротивления сечения:


Wpl = γ·Wred = 1,75·1,8175·106 = 3,1775 ·106 мм3, где v = 1,75


принят по табл. 38 [5].

Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1– 6 табл. 5 [2] для механического способа натяжения арматуры на упоры.

Потери от релаксации напряжений в арматуре σ1 = 0,1·σsр–20 = 0,1·700–20 = 50 МПа,

Потери от температурного перепада σ2 = 1,25·Δt = 1,25·65 =81,25 МПа.

Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств

σ3 = (Δℓ/ℓ)Es= =(3,65/19 000)190 000 = 36,5 МПа, где Δℓ = 1,25 + 0,15d = 1,25 + 0,15-16 = 3,65 мм и ℓ = 18 + 1 = 19 м = 19 000 мм.


Потери σ4 – σ6 равны нулю.

Напряжения в арматуре с учетом потерь по поз. 1 – 6 и соответственно усилие обжатия будут равны:


σsр1 = σsр – σ1 – σ2 – σ3 = 700–50–81,25–36,5 = 532,25 МПа;

P1 = σsр1·Аsр,tot= 532,25·804= 427,929 • 103 Н = 427,929 кН.


Определим потери от быстро натекающей ползучести бетона:


σbp=PI/Ared= 427,929·103/54927 = 7,7909 МПа;

α= 0,25+0,025·Rbр = 0,25 + 0,025·20 = 0,75<0,8,


принимаем α=0,75;

поскольку


σbp /Rbp= 7.7909/20 = 0,389<α, то σ6 = 0,85·40· σbp /Rbp = 0,85·40·0.389 = 13.244 МПа.


Таким образом, первые потери и соответствующие напряжения в напрягаемой арматуре будут, равны;


 σlosl = σ1+ σ2 + σ3+ σ6 = 180.9945 МПа; σspl = σsp - σlosl = 700–180.9945 = 519.0055 МПа.


Усилие обжатия с учетом первых потерь и соответствующие напряжения в бетоне составят:


Рl = σsр1·Аsр,tot = 519.0055·804=417.28·103Н = 417.28 кН; σbp=PI/Ared= 417,28·103/54927 = 7,597 МПа.


Поскольку


σbp /Rbp= 7,597/20=0,3798<0,95,


то требования табл. 7 [2] удовлетворяются.

Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9 табл. 5 [2].

Потери от усадки бетона σ8 = 35 МПа.

Потери от ползучести бетона при σbp /Rbp= 0,318< 0,75 будут равны:


σ9 = 150 • 0,85· σbp /Rbp= 150·0,85·0,3798 = 48,4308 МПа.


Таким образом, вторые потери составят


σlos2 = σ8+ σ9 = 35+48,4308=83,4308 МПа,


а полные будут равны:

σlos = σlos1+ σlos2 = 180,9945+83,4308=264,4253 МПа>100 МПа.


Вычислим напряжения в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь и соответствующее усилие обжатия:


σsp2 = σsp – σlos = 700–264,4253=435,5747 МПа;

Р2 = σsр2·Аsр,tot = 435,5747·804=350,202·103Н = 350,202 кН.


Проверку образования трещин выполняем по формулам п. 4.5 [2] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин.

Страницы: 1, 2


Copyright © 2012 г.
При использовании материалов - ссылка на сайт обязательна.