Каркас одноэтажного производственного здания

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ  И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

 ФГБОУ ВПО «ПОВОЛЖСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»

 

 

 

 

Кафедра строительных конструкций

 и оснований

 

 

 

 

Курсовой проект по дисциплине

Железобетонные и каменные конструкции

по теме

 «Каркас одноэтажного  производственного здания»

 

 

 

 

 

 

 

Йошкар-Ола

2012

Содержание

Ведение……………………………………………………………………………3

1. Разработка монтажных  планов подземных конструкций……………………4

2. Выбор основных конструктивных  элементов здания………………………..5

2.1. Колонна………………………………………………………………...5

2.2. Балка с параллельными  поясами……………………………………..6

2.3. Плита покрытия………………………………………………………..7

2.4. Стеновая панель………………………………………………………..8

2.5. Фундаментная балка…………………………………………………..9

3. Компоновка здания в  конструктивных элементах………………………….10

3.1. Компоновка поперечной  рамы………………………………………10

3.2. Определение высоты  стенового ограждения……………………….11

3.3. Компоновка фрагментов  продольного разреза и фасада  здания….12

4. Статический расчет  поперечной рамы………………………………………13

4.1. Общие сведения, предпосылки,  допущения………………………..13

4.2. Сбор нагрузок на  покрытие зданий…………………………………14

5. Проектирование ребристой  плиты покрытия с предварительно  напряженной арматурой………………………………………………………...16

5.1. Расчет плиты покрытия………………………………………………16

5.1.1. Определение характеристик  материалов…………………..17

5.1.2. Геометрия плиты…………………………………………….17

5.2. Расчет плиты по  предельному состоянию I группы……………….19

5.2.1. Расчет полки…………………………………………………19

5.2.2. Расчет поперечных  ребер…………………………………...22

5.2.3. Расчет продольных  ребер плиты…………………………...29

5.2.4. Расчет продольных  ребер на действие поперечной  силы...34

Список использованной литературы…………………………………………...38

Введение

В составе курсового проекта производится компоновка поперечной рамы производственного здания. А также выполняются монтажные планы основных несущих конструкций с подбором их по справочной и учебной литературе  как раздел архитектурно-строительной части проекта. Проектом предусмотрено также выполнить расчет прочности и законструировать железобетонную преднапряженную плиту покрытия как наиболее массовую конструкцию.

Разрабатывается проект одноэтажного однопролетного производ-ственного здания без кранового оборудования. Здание каркасного типа из сборных железобетонных конструкций, отапливаемое, кровля рулонная с внутренним водостоком.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

1. Разработка монтажных  планов надземных конструкций

Рис. 1.1. план расположения колонн, ригелей и плит покрытия

1 – колонна каркаса  крайняя

2 – колонна каркаса  средняя

3 – стропильная железобетонная  балка

4 – железобетонная стеновая  панель

5 – железобетонная ребристая  плита покрытия

6 – колонна фахверка

 

 

 

 

 

 

 

 

2. Выбор основных  конструктивных элементов здания

2.1. Колонна

[3] Табл. 1.41 – стр. 80, табл. 1.43 – стр. 81

Размеры колонны: Н = 6 900 мм, а = 400 мм, в = 400 мм.

Масса колонны: 2,8 т;

Марка колонны: К60-6;

Расход бетона: 0,82 м³.

 

 

 

 

 

 

 

2.2. Балка с параллельными  поясами

[3] Табл. 1.107 – стр. 155, рис. 1.147 -  стр. 154

Марка балки: 1БС12-1В;

Объем бетона: 1,8 м³;

Масса балки: 4,5 т.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

2.3. Плита покрытия

[3] Табл. 1.112 – стр. 161

 

Расход бетона: 1,07 м³;

Масса плиты: 2,7 т;

Условная марка плиты: ПГ-1Т.

 

 

 

 

 

 

 

2.4. Стеновая панель

[3] Рис. 1.172 – стр. 208, табл. 1.161 – стр. 211

 

Объем бетона: 2,12 м³;

Масса бетона: 5,3 т;

Марка панели: ПС600.9.20-П-1.

Нижние стеновые панели, которые опираются на фундаментные балки, являются самонесущими. Оконные  проемы крепятся к стеновой панели. Стеновые панели, находящиеся выше оконного проема, называются навесными (крепятся на колонны).

 

 

 

 

 

 

 

 

2.5. Фундаментная  балка

Марка балки: ФБ6-1;

Длина: 5950 мм;

Расход бетона: 0,62 м³.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

3. Компоновка здания  в конструктивных элементах

3.1. Компоновка  поперечной рамы

Рис. 3.1. Поперечный разрез здания

 

 

 

 

 

 

 

3.2. Определение  высоты стенового ограждения

Требуемая высота стенового  ограждения складывается из высоты колонны, высоты ригеля, высоты плиты покрытия и толщины кровли.

Н_огр=Н_к+Н_риг+Н_пл+Н_кр

Н_к=6000 мм;

Н_риг=890 мм;

Н_пл=300 мм;

Н_кр=Н_п+Н_у+Н_ц.п.+Н_г=10+100+20+30=160 мм;

Н_огр=6000+890+300+160=7350 мм;

Н_{ст. пан.}=Н_огр – Н_{ок. пр.}=7350 – 1200=6150 мм.

Принимаем панели стен:

3 шт.×1200=3600 мм;

2 шт.×1500=3000 мм.

∑=6600 мм.

Принимаем высоту парапеда: 6600 – 6150=450 мм.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

3.3. Компоновка  фрагментов продольного разреза  и фасада здания

1 – колонна;

2 – балка с параллельными  поясами;

3 – плита покрытия;

4 – стеновая панель.

 

 

 

 

 

 

 

 

4. Статический  расчет поперечной рамы

4.1. Общие сведения, предпосылки и допущения

Поперечная рама здания состоит  из ригелей (балок, ферм), опирающихся  на вертикальные элементы здания –  колонны, которые жестко защемлены  в фундаментах. На поперечную раму здания действуют вертикальные и горизонтальные нагрузки. К вертикальным относятся  нагрузки от собственного веса конструкции (постоянные нагрузки) и от снега (временные  нагрузки). Горизонтальная нагрузка создается  боковым давлением ветра и  торможением кранов (при их наличии). В нашем случае крановые нагрузки отсутствуют. От горизонтальной ветровой нагрузки могут возникать усилия в колоннах каркаса. В данном проекте  эти нагрузки не учитываются.

Опирание ригелей (стропильных  балок) на колонны принимается шарнирным. Поэтому расчетная схема колонны  может быть принята в виде отдельно стоящего стержня. И наиболее опасным  сечением считается уровень заделки  в фундаменте. В силу небольшого объема часов по программе обучения статический расчет поперечной рамы не производится, а выполняется лишь расчет прочности плиты покрытия.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

4.2. Сбор нагрузок  на покрытие зданий

С помощью таблицы 4.1 произведем сбор нагрузок на 1 м² покрытия здания. Нормативные нагрузки определены по геометрическим размерам элементов и по значениям плотностей материалов, или по справочным данным. Коэффициенты надежности по нагрузкам приняты по [2], табл. 1.

Таблица 4.1

Сбор нагрузок на 1 м² (Н/м²)

№ п/п	Наименование нагрузок	Нормативное значение, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузке gf	Расчетное значение, Н/м2
1   2       3     4   5	Постоянные Гидроизоляция – 2 слоя линокрома Выравнивающая цементно-песчаная стяжка толщиной 20 мм, r=2000 кг/м3 Утеплитель – пеногипс, толщина – 100 мм, r=600 кг/м3 Пароизоляция – 1 слой линокрома Железобетонная плита  покрытия 3×6 м, m=2,7т	120,0   400,0       600,0     40,0   1500	1,3   1,3       1,2     1,2   1,1	156,0   520,0       720,0     48,0   1650,0
	Итого: постоянные	2660		3094
6	Временные От снега, в т. ч. длительная (продолжительно действующая) Всего: полная, в т. ч. длительная	1680 840   4340,0 3500,0	0,7	2400,0 1200   5494 4294

Временные снеговые нагрузки на покрытие определяются по [2] в зависимости от района строительства. Город Нижний Новгород находится в зоне № IV по снеговой нагрузке, где расчетная снеговая нагрузка S_о=240 кг/м² на 1 м² горизонтальной поверхности земли.

Нагрузка на поверхность  кровли определяется по формуле:

S=S_o∙μ,

где μ – коэффициент  перехода от нагрузки на горизонтальную поверхность земли к нагрузке на кровлю, зависит от профиля кровли. Принимаем μ=1, т. к. уклон кровли до 25º.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5. Проектирование  ребристой плиты покрытия с  предварительно напряженной арматурой

5.1. Расчет плиты  покрытия

Используем бетон тяжелый  плотностью 2,2 кг/м³.

Класс бетона: В 25;

Класс напрягаемой арматуры продольного ребра: А IV;

Класс ненапрягаемой продольной арматуры в ребрах: А III;

Класс арматуры полки: Вр I;

Класс поперечной арматуры ребер: A II, или А III, или Вр I

Твердение бетона плиты происходит при тепловой обработке и атмосферном  давлении, натяжение арматуры на опоры  – электротермическим способом.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5.1.1. Определение  характеристик материалов

Бетон тяжелый  В 25:

R_bn=R_b,ser=18,5 МПа (189 кгс/см²) – табл. 12 [1];

R_b=14,5 МПа (148 кгс/см²) – табл. 13 [1];

R_btn=R_bt,ser=1,60 МПа (16,3 кгс/см²) – табл. 12 [1];

R_bt=1,05 МПА (10,7 кгс/см²) – табл. 13 [1];

g_b2=0,9 – табл. 15 [1];

Е_b=27 МПа – табл. 18 [1].

Арматура  А IV:

R_s=510 МПа (5200 кгс/см²) – табл. 22 [1];

R_sn=R_s,ser=590 МПа (6000 кгс/см²) – табл. 19 [1];

Е_s=1,9 МПа – табл. 29 [1].

Арматура  А III Æ 8:

R_s=355 МПа (3600 кгс/см²) – табл. 22 [1];

R_sn=R_s,ser=390 МПа (4000 кгс/см²) – табл. 19 [1];

Е_s=2,0 МПа – табл. 29 [1].

Арматура  Вр I Æ 5:

R_s=410 МПа (4200 кгс/см²) – табл. 23 [1];

R_sn=R_s,ser=490 МПа (5000 кгс/см²) – табл. 20 [1];

Е_s=1,7 МПа – табл. 29 [1].

Необходимо определить передаточную прочность бетона R_bp (это та прочность, которую должен иметь бетон плиты в момент отпуска арматуры с упором).

R_bp находим из условия: ≤ 0,95.

Нагрузки на арматуру в соответствии с табл. 4.1, Н/м²:

Нормативные                                                    Расчетные

Полная – 4340      5494

В т. ч. длительная – 3500     4294

5.1.2. Геометрия  плиты

1-1 Узел 1      Узлы 2,3

  
 Рис. Продольное ребро   Рис. Поперечное промежуточное   

                                                                                      (центральное) ребро

 

 

 

 

 

5.2. Расчет плиты  по предельному состоянию I группы

5.2.1. Расчет полки

Полку плиты рассматриваем  как многопролетную неразрезную  балку шириной 1 м.

Определим расстояние между краями опор, т. е. пролет полки:

l₀ = 980 – 160 = 820мм

Собственный вес полки:

1. Нормативная нагрузка:

;

2. Расчетная нагрузка:

, где .

Полная постоянная нагрузка:

 

Определим расчетный изгибающий момент в пролете от всей нагрузки:

 

Расчетное сечение полки:  3-3

рабочая высота сечения, х – высота сжатой зоны.

 

Подбор рабочей арматуры полки необходимо осуществить из условия, чтобы:  ξ ≤ ξ_R, где ξ = х/h₀.

                     (1)

;               (2)

где , .

 

По таблице 3.1 [4] определим: u=0,98; ξ=0,04.

ξ _факт=0,04 < ξ _R=0,4…0,7 ® воспользуемся формулой:

 

Æ5 Вр I: R_s=410 МПа (4200 кгс/см²).

1 стержень Æ5 А_s=0,196 см².

Требуемое количество арматуры на всю ширину плиты:

 

Требуемое количество стержней:

, примем количество  стержней 5 шт.

                  
 

Фактическая площадь:

Запас арматуры:

 

 

 

 

5.2.2. Расчет поперечных ребер

Поперечные ребра запроектированы  шагом 980 мм. Они жестко соединены  с полкой и продольными ребрами, то есть работают совместно с полкой.

Расчетное сечение поперечного  ребра

Определим расчетную нагрузку от собственного веса поперечного ребра:

,

где

Собственный вес полки  полностью передадим на поперечные ребра.

Тогда от веса полки:

Масса полки:

Расчетная нагрузка:.

Полная нагрузка от собственного веса полки и ребра:

 

Снеговая нагрузка:

Расчетная погонная: S*0,98=2400*0,98=2352 Н/м.

 

 

Расчетная схема поперечного  ребра

                  

                     

 

Изгибающий момент на опоре:

 

Изгибающий момент в пролете:

 

Расчет поперечной силы:

 

 

При большой ширине полки участки ее свесов, более удаленные от поперечного ребра, напряжены меньше, поэтому в расчет вводится установленная величина свесов полки в каждую сторону.

   ®

 

          ≤ , если ®

 

Принимаем:

   .

Сечение в пролете

Определим изгибающий момент, который сможет воспринять полка  с высотой сжатой зоны х=h_f¢.

                (3)

. При :

М=0,9*148 кгс/см²*93см*5см*(17,5-0,5*5см)=929070 кгс∙см

.

Следовательно, нейтральная  ось будет проходить выше, чем  граница оси и ребра. Поэтому  арматура подбирается как для  прямоугольного сечения.

           (4)

При ,

 

Тогда ξ=0,095, u=0,9525.

ξ _факт=0,095 < ξ _R=0,4…0,7 ® воспользуемся формулой:

 

1Æ8®,

1Æ9®.

Окончательно принимаем  продольное армирование поперечного  ребра 1Æ10 класса АIII.

.

 

Для восприятия опорного момента  в поперечном ребре может служить  монтажная нерабочая арматура сетки  полки. Определим, какой изгибающий момент сможет воспринять эта арматура.

Тогда на ширину полки  попадает количество стержней:

 

Тогда общая площадь стержней:

 

              (5)

 

=291 474 Н∙см

 

Монтажной арматуры сетки  полки достаточно для восприятия опорного момента, возникающего в поперечном ребре.

Поэтому верхний продольный стержень каркаса поперечного ребра  назначаем конструктивно и принимаем  равным Æ6 АIII (А 400). Появляется возможность увеличить шаг монтажных стержней сетки полки.

Каркас поперечного ребра

 
Выполним расчет прочности поперечного  ребра по наклонному сечению. Для  этого вычислим коэффициент, учитывающий  влияние полки таврового сечения  при восприятии поперечных сил.

Нормальное сечение:

 

 

Принимаем

 

Принимаем

Увеличение несущей способности  наклонного сечения может быть увеличен на (1+). В нашем случае

Вычислим условный момент растягивающих сил в наклонном  сечении относительно центра тяжести  сжатого бетона на наклонном сечении.

            (6)

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном:

                (7)

 - коэффициент, учитывающий вид бетона.

В=2(1+0,341)*10,7 кгс/см²*11,0 см* (17,5 см)²=96 674,4кгс∙см.

Предполагаем, что поперечная сила Q от нагрузки воспринимается поровну поперечной арматурой, пересекающей наклонную трещину и самим бетоном.

Q_b=Q_sω=Q/2;

Q=Q_b+ Q_sω , Q_b=Q_sω .

Тогда длина проекций наклонной  трещины из формулы (7):

 

           ≤  2h_o=35 см,

 С_о       ≤ с=253,47 см, если С > h_o; 253,47>17,5 см

           ≥ h_o=17,5 см

Принимаем С_о=25 см.

 

 

Иначе необходимо установить поперечную арматуру по расчету: Q_b=Q_sω=3866,98 кгс.

Однако поперечная арматура устанавливается по конструктивным требованиям. Принимаем минимальный  диаметр 3 мм, исходя из условий свариваемости, а шаг арматуры принимаем в  соответствии с п. 5.27 [1].

Каркас поперечного ребра

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5.2.3 Расчет продольных ребер плиты

Плита покрытия имеет П-образное поперечное сечение, которое при  расчете приводится к тавровому  сечению.

Фактическое сечение:                  Приведенное сечение:

           

 

 

 

q – погонная нагрузка на плиту

q=g[кгс/м²]*b_плиты[м].

b_плиты – конструктивный размер ширины плиты, принимаем с учетом швов. b_плиты=3000 мм.

 

 

Ширина полки, вводимая в  расчет:

 ≤ b_р+2l_o/6=18,5 см+2*584,5/6=213 см

    ≤ b_р+2*274/2=18,5 см+274=293 см

Принимаем

Рабочая высота сечения:

h_о=h-a=30-4=26 см.

Попытаемся воспользоваться  расчетом подборы арматуры для прямоугольных  сечений, вводя при этом вместо b ширину полки:

 

По таблице 3.1 Байкова:

u=0,985; ξ=0,03.

Определим высоту сжатой зоны из условия:

 

х=0,78 см<®

как прямоугольное.

u          (8)

где - коэффициент условия работы, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести. Определяется условием 27 в [1].

hhh       (9)

где h - коэффициент, принимаемый равным для арматуры класса АIV 1,20.

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона x_R определяется по формуле:

         ₍₁₀₎

где w - характеристика сжатой зоны бетона, определяемая по формуле

здесь a - коэффициент, принимаемый равным для бетона тяжелого – 0,85.

 

s_sR – предельное напряжение в напрягаемой арматуре, принимаемое для арматуры класса АIV:

s_sR = R_s + 400 - s_sp - Ds_sp =510+400-442,5=467,5 МПа,

s_sp – уровень предварительного напряжения:

s_sp=0,75R_sn=0,75*590 МПа=442,5 МПа;

Ds_sp=0®из п. 3.28 [1].

 

Необходимое условие для  подбора арматуры для прямоугольных  сечений:

ξ ≤®0,03<0,57.

Тогда  

h®

Тогда требуемое количество напрягаемой арматуры:

 

Предварительно 2Æ18 АIV с .

Усилие предварительно сжатого  бетона Р внецентренно к оси элемента. Возникает изгибающий момент М=Ре.

Происходит предварительный  выгиб элемента, и наличие предварительного напряжения увеличивает жесткость и трещиностойкость. Помимо напрягаемой арматуры в нижней части продольного ребра будет находиться продольная арматура каркаса этого ребра.

Примем коснтруктивно  в двух ребрах 2Æ10АIII®А_s=1,57 см².

Момент, воспринимаемый этой арматурой:

u

Тогда оставшуюся долю изгибающего  момента должна принять напрягаемая  арматура:

M_sp=M_q – M_s=703860 – 109083,6=594 776,4 кгс∙см.

Тогда необходимое количество напрягаемой арматуры:

u

Принимаем 2Æ16 с .

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5.2.4. Расчет продольных ребер на действие поперечной силы

На несущую способность  оказывают дополнительное положительное  влияние:

• свесы полок
• сжимающие усилия

Расчетное значение поперечной силы, которое должно выдержать наклонное  сечение:

Q_q=7628 Н.

 

где b+3=18,5+3*5=33,5 см.

Принимаем 0,117.

         (11)

где Р – усилие предварительного обжатия после происхождения  всех потерь предварительного напряжения.

Первые потери – напряжения до отпуска арматуры с упоров, вторые потери – напряжения – после  отпуска арматуры с упоров.

Потери предварительного напряжения арматуры (в соотв. с табл. 5 [1])

Первые потери

1. – потери от релаксации напряжений в арматуре

 

2. - потери от температурного перепада между натянутой арматуры и упорами. Для классов бетона В15…В40:

 

 

3. потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств

 

4. потери от трения арматуры о стенки каналов или поверхности бетона конструкции или об огибающие приспособления.

 

5. потери от деформации стальной формы при изготовлении конструкции

 

6. потери от быстронатекающей ползучести бетона

=40

                (12)

 передаточная прочность бетона, напряжение в бетоне.

Напряжение в бетоне от усилия предварительного обжатия (приблизительно):

                (13)

 

 

 

 

a=0,25+0,025          (14)

β=5,25 – 0,185

Передаточная прочность  бетона в соответствии с п. 2.6 [1] для стержневой арматуры класса АIV принимается не менее 11 МПа и не менее 50% принятого класса бетона.

В30®=15МПа.

=40*0,58=23,2 МПа.

 

 

 

Вторые потери

7. потери арматуры. При натяжении на упоры =0.
8. - потери от усадки бетона. См. п. 1.26 [1]. Для бетона В30:
9. - потери от ползучести бетона

        (15)

®

 где a=0,85 для тяжелого бетона.

 

 

 

 

Полные потери в любом  случае принимаются не менее 100 МПа.

Тогда усилие обжатия с  учетом полных потерь:

 

 

Принимаем

Тогда 1+0,117+0,17=1,287<1,5.

Вычислим условный момент, воспринимаемый растянутым бетоном  в наклонном сечении:

 

Принимаем

Q_b=Q_sω=Q/2.

Величина проекции наклонной  трещины:

 

          ≤ 2h_o=2*26=52 см,

 С        ≥ h_o=26 см

Принимаем длину проекции наклонного сечения с=52 см.