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
|