Курсовая работа: Многоэтажное производственное здание
3.7 Расчет полки панели
Рис. 3.4. Схема панели перекрытия
Определяем расчетный случай:
l1=bf’-2*100=1600-2*100=1400 мм;
l2=lпл/4-70=5400/4-70=1280 мм;
l1/l2=1400/1280=1.094<2; l2/l1=1280/1400=0.914<2; =>
полка работает как плита, опертая по контуру.
Таблица 4.
Вычисление нагрузок на полку панели перекрытия.
| №п/п | Наименование нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 | Коэффициент надежности по нагрузке, γf | Расчетная нагрузка, кН/м2 |
| 1 | 2 | 3 | 4 | 5 |
| ПЕРЕКРЫТИЕ | ||||
| I | ПОСТОЯННАЯ (gпер) | |||
| 1 |
Керамические плитки ρ=1800 кг/м3, δ=13 мм 1800*0.013*9,81*0.95/1000 |
0.218 | 1.1 | 0.240 |
| 2 |
Слой цементного раствора ρ=1800 кг/м3, δ=20 мм 1800*0.02*9,81*0.95/1000 |
0.336 | 1.3 | 0.436 |
| 3 |
Выравнивающий слой из бетона ρ=2200 кг/м3, δ=20 мм 2200*0.02*9,81*0.95/1000 |
0.410 | 1.3 | 0.533 |
| 4 |
Собственный вес полки ρ =2500 кг/м3; δ =50мм 2500*0,05*9,81*0,95/1000 |
1.1649 | 1.1 | 1.2814 |
| ИТОГО: ågпер=g1+g2+g3+g4 | 2.129 | 2.491 | ||
| II | ВРЕМЕННАЯ (Vпер) | |||
| 1 |
Полезная (V1) а) кратковременная б) длительная |
14 7 7 |
1.2 1.05 |
8.4 7.35 |
| 2 | Перегородки (V2) | 0.5 | 1.1 | 0.55 |
| ИТОГО: åVпер=V1+V2 | 14.5 | 16.3 | ||
| ПОЛНАЯ: gпер=ågпер+åVпер | 16.629 | 18.791 |
Расчетная нагрузка на полосу шириной 1 м:
q=gпер*1=18.791*1=18.791 кН/м.
Изгибающие моменты в полке:
М1=МI=МI’=q*l12*(3*l2-l1)/[12*(4*l2+2.5*l1)]=
=18.791*1.42*(3*1.28-1.4)/[12*(4*1.28+2.5*1.4)]=0.869 кН*м;
МII=МII’=0,75*М1=0,75*0.869=0.652 кН*м;
М2=0,5*М1=0,5*0.869=0.434 кН*м.
Определяем площадь, подбираем диаметр и шаг рабочих стержней сетки в поперечном направлении:
А0=М1/(Rb*h02*100*γb2)=0.869*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0489 м2.
где h0=h-as=50-15=35 мм.
Определяем h=0.9749.
Принимаем стержни из арматуры класса Вр500: Rs=360 МПа, Rs ser=260 МПа, Es=170000 МПа.
Аs=М1/(Rs*h0*h)=0.869*106/(360*35*0.9749)=70.723 мм2.
Принимаем шаг стержней в поперечном направлении S1=200 мм, тогда количество рабочих стержней, приходящихся на расчетную полосу шириной 1 метр n1=1000/200+1=6;
Аs1=Аs/n1=70.723/6=11.787 мм2.
Принимаем Æ4 Вр500 (Аs1=12.566 мм2).
Аналогично определяем и шаг рабочих стержней в продольном направлении.
А0=МII/(Rb*h02*100*γb2)=0.652*105/(14.5*352*100*0,9)=0.0367 м2;
Определяем h=0.9812.
Аs=МII/(Rs*h0*h)=0.652*106/(360*35*0.9749)=52.700 мм2.
Принимаем шаг стержней в продольном направлении S2=200 мм, тогда n2=1000/200+1=6;
Аs2=Аs/n2=52.700/6=8.783 мм2.
Принимаем Æ4 Вр500 (Аs2=12.566 мм2).
Принимаем сетку С1 марки 
(Рис. 3.5.)
Для восприятия растягивающих
напряжений от действия изгибающих моментов МI и МI’ вдоль
продольных ребер укладываются сетки С1 марки 
с рабочими стержнями Æ4 Вр500 в поперечном направлении с шагом S=200 мм.
Армирование поперечных ребер выполняется сварными каркасами КР2 с продольными стержнями диметром 8 мм из стали класса А400 с поперечными стержнями диаметром 4 мм из стали класса Вр500, устанавливаемыми с шагом S=200 мм.
Рис. 3.5. Сварные сетки С1 и С2 для армирования полки панели.
4. Проектирование ригеля
4.1. Расчет прочности ригеля по нормальному сечению
Рассматривается ригель 1-ого пролета.
Ригель таврового сечения со свесами в растянутой зоне, с ненапрягаемой продольной рабочей арматурой (рис. 2.2.). Расчетное сечение ригеля – прямоугольное размерами: bр=300 мм, hр=700 мм. Площадь сечения консольных свесов в расчет не вводим, так как она вне сжатой зоны бетона.
Материалы ригеля:
- тяжелый бетон класса B25: gb2=0.9; Rb=14.5 МПа (с учётом gb2 Rb=13.05 МПа); Rbt=1.05 МПа (с учётом gb2 Rbt =0.945 МПа); Rb,ser=18.5 МПа; Rbt,ser=1.6 МПа; Eb=27000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке;
- ненапрягаемая продольная рабочая (пролетная и опорная), конструктивная и поперечная арматура класса A400:
а) диаметром 6 и 8 мм: Rs=355 МПа; Rs,ser=390 МПа; Rsw=285 МПа; Rsc=355 МПа; Es=200000 МПа,
б) диаметром от 10 до 40 мм: Rs=365 МПа; Rs,ser=390 МПа; Rsw=290 МПа; Rsc=355 МПа; Es=200000 МПа.
Целью расчета по нормальному сечению ригеля является определение диаметра и количества рабочей продольной арматуры в пролете ригеля и на его левой и правой опорах по грани колонн. Ригель перекрытия рассматривается как элемент поперечной многоэтажной рамы.
Пролетные и опорные изгибающие моменты принимаем в соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов (рис. 2.5.).
СЕЧЕНИЕ В ПРОЛЕТЕ:
Расчетный момент: Мпр=245.63 кН*м.
h0=hр-as=700-50=650 мм – высота рабочей зоны.
αm=Mпр/(Rb*bр*h02)=245.63/(13.05*300*0.652)=0.148
ξr=0,8/(1+Rs/700)=0,8/(1+365/700)=0.526
αr=ξr*(1-0.5*ξr)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388
αm=0.148<αr=0.388.
Так как αm<αr, то сжатая арматура по расчету не требуется.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:
As=Rb*bр*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=13.05*300*0.65*[1-(1-2*0.148)0.5]/365=1126.3 мм2.
Принимаем в пролетном сечении (рис. 4.1. сечение 1-1):
- сжатую арматуру: 3Æ10 A400 (Asc=235.6 мм2) и 1Æ16 A400 (Asоп=201.1 мм2),
- растянутую арматуру: 6Æ16 A400 (Asпр=1206.4 мм2).
Коэффициент армирования:
μ=(As+Asc)/bр*h0=(1206.4+235.6)/300*650=0.0074
0.001<μ=0.0084<0.035.
СЕЧЕНИЕ НА ОПОРЕ:
Расчетный момент: Моп=370.04 кН*м.
h0=hр-asс=700-60=640 мм – высота рабочей зоны.
αm=Mоп/(Rb*bр*h02)=370.04/(13.05*300*0.642)=0.208
ξr=0,8/(1+Rs/700)=0,8/(1+365/700)=0.526
αr=ξr*(1-0.5*ξr)=0.526*(1-0.5*0.526)=0.388
αm=0.208<αr=0.388
Так как αm<αr, то сжатая арматура по расчету не требуется.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:
As=Rb*bр*h0*[1-(1-2*αm)0.5]/Rs=13.05*300*0.64*[1-(1-2*0.208)0.5]/365=1795.4 мм2.
Принимаем в опорном сечении (рис. 4.1. сечение 2-2):
- сжатую арматуру: 3Æ16 A400 (Ascоп=603.2 мм2),
- растянутую арматуру: 1Æ16 A400, 2Æ32 A400 (Asоп=1809.6 мм2) и 3Æ10 A400 (Asc=235.6 мм2).
Коэффициент армирования:
μ=(As+Asc)/bр*h0=(4825.5+235.6)/300*640=0.0138
0.001<μ=0.0138<0.035.
Рис. 4.1. Схема армирования ригеля продольной арматурой.
4.2 Расчет прочности ригеля по наклонному сечению
Расчет ригеля по наклонному сечению производится с целью определения диаметра и шага поперечных стержней.
Длина ригеля 1-ого пролета:
lр=L-hкр сol-0.5*hср сol-2*∆=6400-400-0.5*600-2*50=5600 мм.
где ∆=50 мм – зазор между торцом ригеля и колонной.
Так как расчетное сечение ригеля прямоугольное jf=0.
Так как ригель изготавливается без преднапряжения jn=0.
j=1+jf+jn=1+0+0=1.
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении: Qmax=390.53 кН.
Mb=1.5*j*Rbt*bр*h02=1,5*0.945*1*300*0.642=174.18 кН*м.
q1=Pпер-0,5*PVпер=126.428-0,5*94.540=79.158 кН/м.
Qb1=2*(Mb*q1)0.5=2*(174.18*79.158)0.5=234.843 кН > 2*Mb/h0-Qmax = 2*174.18/0.64-390.53=153.792 кН.
Интенсивности хомутов при Qb1≥2*Mb/h0-Qmax:
qsw=(Qmax2-Qb12)/(3*Mb)=(390.532-234.8432)/(3*174.18)=186.319 кН/м.
j*Rbt*bр*h0=0.945*1*300*0.64=181.44 кН.
Qb1=234.843 кН>j*Rbt*bр*h0=181.44кН =>
при Qb1>j*Rbt*bр*h0 принимаем qsw=186.319 кН/м.
qsw=186.319 кН/м > 0,25*j*Rbt*bр=0,25*0.945*300=70.875кН/м
Так как qsw>0,25*j*Rbt*bр, то примем qsw=186.319 кН/м.
Окончательно получим qsw=186.319 кН/м.
Задаемся шагом поперечных стержней.
Так как hр>450 мм, то на приопорных участках длиной l1=0,25*L=0,25*6400=1600 мм принимаем шаг S1 из условий:
S1≤hр/3=700/3=233.3 мм,
S1≤500 мм.
В средней части пролета назначаем шаг S2 из условий:
S2≤0,75*hр=0,75*700=525 мм,
S2≤500 мм.
Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не более значения:
Sw.max=Rbt*bр*h02/Q=0.945*0.3*6402/390.53=297.3 мм
Принимаем шаг хомутов у опоры S1=200 мм, в пролете S2=500 мм.
Требуемая площадь одного поперечного стержня арматуры у опор:
Asw=qsw*S1/Rsw*n=186.319*200/285*3=43.583 мм2,
где n=3 шт - количество поперечных стержней в сечении у опор.
Диаметр одного поперечного стержня арматуры у опор назначаем по требуемой площади одного поперечного стержня и из условия свариваемости, диаметр одного поперечного стержня арматуры в пролете - из условия свариваемости:
dsw≥0.25*ds.max=0,25*32=8.0 мм.
Принимаем:
- в поперечном сечении у опор 3 стержня dsw1=8 мм (Asw1=150.8 мм2),
- в поперечном сечении в пролете 3 стержня dsw2=8 мм (Asw2=150.8 мм2).
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.
Qmax=390.53 кН<0.3*Rb*b*h0=0.3*13.05*0.3*640=835.2 кН => прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
4.3 Построение эпюры материалов
4.3.1 Определение мест фактического обрыва нижних стержней
В целях экономии арматурной стали часть продольной рабочей арматуры обрывают в пролете, не доводя до опоры. Для определения мест обрыва строится эпюра материалов (арматуры). Места теоретического обрыва стержней определим графическим способом на огибающей эпюре изгибающих моментов (Рис. 4.2.).
Мsпр=Аsпр*Rs*u*h0*10-3=1206.4*365*0.922*0.65*10-3=263.93 кН*м,
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.156=0.922;
x=Asпр*Rs/Rb*bр*h0=1206.4*365/13.05*300*650=0.156.
Продольные стержни доводимые за край опоры: 3Æ16 (Аs1=603.2 мм2).
Мs1=Аs1*Rs*u*h0*10-3=603.2*365*0.961*0.65*10-3=137.53 кН*м;
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.078=0.961;
x=As1*Rs/Rb*bр*h0=603.2*365/13.05*300*650=0.078.
Определим расстояние от точек теоретического обрыва W из условий (здесь qsw=Asw*Rsw/S, ds- диаметр обрываемого стержня):
W≥Q/(2*qsw)+5*ds,
если Q/(2*qsw)>h0, то W≥2*h0*(1-qsw*h0/Q)+5*ds,
W кратно 50 мм.
1) qsw1=Asw1*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м,
Q1/(2*qsw1)+5*ds=170.89/(2*214.885)+5*16=477.6 мм.
2*h0*(1-qsw1*h0/Q1)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/170.89)+5*16=317.5 мм.
Q1/(2*qsw1)=397.6<h0.
Принимаем W1=500 мм.
2) qsw2=Asw2*Rsw/S2=150.8*285/200=214.885 кН/м,
Q2/(2*qsw2)+5*ds.обр=168.58/(2*214.885)+5*16=472.3
2*h0*(1-qsw2*h0/Q2)+5*ds=2*650*(1-214.885*0.65/168.58)+5*16=302.9 мм.
Q2/(2*qsw2)=392.3<h0.
Принимаем W2=500 мм.
Длина обрываемых нижних стержней (в пролетной части ригеля):
lниз=l1Т+W1+W2=2750+500+500=3750 мм.
4.3.2 Определение мест фактического обрыва верхних стержней
Мsоп=Аsоп*Rs*u*h0*10-3=2045.2*365*0.866*0.64*10-3=413.70 кН*м,
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.268=0.866;
x=Asоп*Rs/Rb*bр*h0=2045.2*365/13.05*300*640=0.268.
Продольные стержни доводимые за край опоры 4 (Аs2=436.7 мм2).
Мs2=Аs2*Rs*u*h0*10-3=436.7*365*0.971*0.64*10-3=99.09 кН*м;
где u=1-0,5*x=1-0,5*0.057=0.971;
x=As2*Rs/Rb*bр*h0=436.7*365/13.05*300*640=0.057.
3) qsw3=Asw3*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.
Q3/(2*qsw3)+5*ds.обр=296.15/(2*214.885)+5*0=689.1 мм.
2*h0*(1-qsw3*h0/Q3)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/Q3)+5*0=685.6 мм.
Q3/(2*qsw3)>h0.
Принимаем W3=700 мм.
qsw4=Asw4*Rsw/S1=150.8*285/200=214.885 кН/м.
Q4/(2*qsw4)+5*ds.обр=243.89/(2*214.885)+5*0=567.5 мм.
2*h0*(1-qsw4*h0/Q4)+5*ds=2*640*(1-214.885*0.64/243.89)+5*0=558.2 мм.
Q4/(2*qsw4)<h0.
Принимаем W4=600 мм.
Длина обрываемых верхних стержней:
- со стороны крайней колонны
lверх кр=l2Т кр+W3=760+700=1460 мм, принимаем lверх кр=1800 мм.
- со стороны средней колонны
lверх ср=l2Т ср+W4=1200+600=1800 мм, принимаем lверх ср=1800 мм.
Рис. 4.2. Эпюра материалов.
Рис. 4.3. Плоские каркасы ригеля перекрытия КР3 и КР4.
5 Проектирование колонны
5.1 Расчет колонны на устойчивость и прочность
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы. Колонны принимаются двухэтажной разрезки. Колонны многоэтажного каркасного здания с жесткими узлами рассматриваются как элементы поперечной рамы и рассчитываются как внецентренно сжатые элементы от совместного действия изгибающих моментов и продольных сил.
Рассматривается нижняя колонна крайнего ряда сечением bcol*hсol=400*400 мм, изготавливаемая из тяжелого бетона класса B30: gb2=0.9; Rb=17 МПа; Rbt=1.2 МПа; (с учетом gb2 Rb=15.3 МПа; Rbt=1.08 МПа), Rb,ser=22 МПа; Rbt,ser=1.8 МПа; Eb=29000 МПа, бетон подвергнут тепловой обработке, и арматуры класса A400 Rsc=365 МПа, Rs=365 МПа, Es=200000 МПа.
Расчетная высота колонны принимается равной высоте этажа, т.е. l0=3.3 м.
Максимальный изгибающий момент в ригеле Mmax=370.04 кН*м, тогда получим одну комбинацию расчетных усилий в колонне:
М=0.6*Mmax=0.6*370.04=222.024 кН*м,
N=2431.352 кН.
e0=М/N=222.024/2431.352=0.0913 м.
Расчетные усилия от длительной нагрузки:
