Многоэтажное производственное здание

отсутствует
...

Содержание.
1 Исходные данные 6
2 Компоновка здания из сборных железобетонных конструкций. Составление монтажного плана перекрытия 7
3 Расчет ребристой панели 9
3.1 Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели. 9
3.2 Расчет продольного ребра панели по нормальным сечениям 11
3.3 Расчет полки панели на местный изгиб 14
3.4 Расчет продольного ребра панели по наклонным сечениям 16
4 Расчет неразрезного ригеля 20
4.1 Задание на проектирование 20
4.2 Сбор нагрузок на ригель 20
4.3 Определение расчетных усилий 21
4.4 Определение размеров поперечного сечения ригеля 22
4.5 Расчет прочности нормальных сечений 23
4.6 Расчет ригеля на действие поперечных сил 23
4.6.1 Подбор поперечной арматуры 23
4.6.2 Расчет прочности по полосе между наклонными сечениями 23
4.6.3 Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечению 24
4.6.4 Расчет прочности на действие момента по наклонному сечению 27
5 Расчет колонны 28
5.1 Задание на проектирование 28
5.2 Сбор нагрузок, расчетная схема, определение усилий 28
5.3. Подбор сечений. 29
6 Расчет рабочей площадки производственного здания 33
6.1 Компоновка здания из стальных конструкций 33
6.2 Расчет балки настила 34
6.2.1 Сбор нагрузок 34
6.2.2 Подбор сечения 35
6.3 Расчет главной балки 36
6.3.1 Сбор нагрузок 36
6.3.2 Подбор сечения 38
6.4 Расчет колонны первого этажа 39
6.4.1 Сбор нагрузок 39
Список литературы 41
 

отсутствует

Проверка выполнения условия: = 69,579 кН < = 0,5*0,9*0,9*160*515/1000 = =0,5*0,9*0,9*160*515/1000 \# "0,0" 33,4 кН.Условие не выполняется, значит, на рассматриваемом участке образуются наклонные трещины, и требуется постановка поперечной арматуры по расчету.В зависимости от принятого диаметра продольных стрежней, устанавливаемых в ребрах, из условий сварки назначаем диаметр поперечных стержней = 8 мм с = 50,3 мм2, по [6] Прил. 2, 3. Число арматурных каркасов в панели , при этом = 2*50,3 = =2*50,3 100,6 мм2 – площадь сечения поперечных стрежней, расположенных в одной перпендикулярной к продольной оси элемента плоскости, пересекающей наклонное сечение ( REF _Ref366535206 \h Рис. 7).Назначаем предварительно шаг поперечных стержней по всей длине пролета = 200 мм, что отвечает конструктивным требованиям:, = 515/2 = =515/2 257,5 мм, а также не превышает величину наибольшего допустимого расстояния между двумя соседними поперечными стрежнями, при котором исключается образование наклонной трещины между ними, определяется по формуле: = 0,9*0,9*160*515^2/69579 = =0,9*0,9*160*515^2/69579 \# "0,0" 278,0 мм.Определяем усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента: = 170*156,5/200 = =170*100,6/200 85,51 Н/мм.Проверяем соблюдение условия: = 85,51 Н/мм > = 0,25*0,9*0,9*160 = =0,25*0,9*0,9*160 32,4 Н/мм – условие выполняется, и поперечные стержни могут полностью учитываться в расчете.По условию проверяем прочность двух наклонных сечений, расположенных вблизи опоры, для которых = 2*515 = =2*515 1030 мм и = 3*515 = =3*515 1545 мм.Поперечная сила , воспринимаемая бетоном в первом наклонном сечении, определяется по формуле: = 1,5*0,9*0,9*160*515^2/1030 = =1,5*0,9*0,9*160*515^2/1030 50058 Н, – коэффициент, принимаемый равным 1,5.Но принимают не более = 50058 = 2,5*0,9*0,9*160*515 = =2,5*0,9*0,9*160*515 166860 Н.И не менее: = 50058 = 0,5*0,9*0,9*160*515 = =0,5*0,9*0,9*160*515 33372 Н.Условия выполняются.Поперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями, определяется по формуле: = 0,75*85,51*1030 = =0,75*85,51*1030 \# "0" 66056 Н,где – коэффициент, принимаемый равным 0,75; – наибольшая длина проекции наклонной трещины, принимаемая равной , но не более .;69579 50058+66056 = =50058+66056 102905 Н.Значит, для наклонного сечения с условие выполняется. Дополнительно произведем проверку прочности наклонного сечения с = 1,5*0,9*0,9*160*515^2/1545 = =1,5*0,9*0,9*160*515^2/1545 33372 Н;;69579 Н 33372+66056 = =33372+66056 99428 Н.Значит, для наклонного сечения с условие так же выполняется. Таким образом, прочность всех проверенных сечений достаточна.Рис. SEQ Рисунок \* ARABIC 7. Схема усилий при расчете ребра панели по наклонному сечению на действие поперечных сил.Окончательно назначаем шаг поперечных стержней по длине пролета = 200 мм. Назначаем диаметр продольного монтажного стержня каркаса ребра ( = 8+4 = 12 мм и ).4 Расчет неразрезного ригеля4.1 Задание на проектированиеСогласно разбивочной схеме, ригель представляет собой разрезную многопролетную конструкцию со свободным опиранием концов на кирпичные стены здания.В курсовом проекте рассчитываем средний пролет ригеля.За расчетный пролет разрезного ригеля принимается расстояние между центрами площадок опирания ригеля на консоли колонн: = 7,2-0,4-0,25/2-0,25/2 = =7,2-0,4-0,25/2-0,25/2 6,55 м.Нагрузка от сборных панелей передается продольными ребрами в виде сосредоточенных сил. Для упрощения расчета без большой погрешности при четырех и более сосредоточенных силах разрешается заменять такую нагрузку эквивалентной (по прогибу) равномерно распределенной по длине ригеля.Расчетная схема представлена на REF _Ref371513815 \h Рис. 8.Рис. SEQ Рисунок \* ARABIC 8. Расчетная схема ригеля.4.2 Сбор нагрузок на ригельРасчетная нагрузка от массы пола и панелей считается равномерно распределенной и равной: = 3,563 кН/м2 ( REF _Ref366525721 \h Таблица 1).Принимаем предварительно ригель размерами bxh = 250х700 мм.Определяем расчетную нагрузку на 1 м ригеля, учитывая при этом, что ширина грузовой полосы равна шагу сетки колонн поперек ригеля, т.е. = 6,9 м.Постоянная:– от массы пола и панели с учетом γn=0,95: = 3,563*6,9*0,95 = =3,563*6,9*0,95 \# "0,00" 23,36 кН/м;– от массы ригеля с учетом и: = 0,25*0,7*2,5*1,1*0,95*10 = =0,25*0,7*2,5*1,1*0,95*10 \# "0,00" 4,57 кН/м.Итого: = 23,36+4,57 = =23,36+4,57 27,93 кН/м.Временная (с учетом γn=0,95):– длительная: = 5,8*6,9*1,2*0,95 = =5,8*6,9*1,2*0,95 \# "0,00" 45,62 кН/м;– кратковременная: = 2,3*6,9*1,3*0,95 = =2,3*6,9*1,3*0,95 \# "0,00" 19,60 кН/м.Итого: = 45,62+19,6 = =45,62+19,6 65,22 кН/м.Полная нагрузка: = 27,93+65,22= =27,93+65,22 93,15 кН/м.Длительно действующая часть расчетной нагрузки на ригель: = - = 93,15-19,6 = =93,15-19,6 73,55 кН/м, = 73,55/93,15 = =73,55/93,15 0,7896<0,9, поэтому = 0,9.4.3 Определение расчетных усилийМаксимальный изгибающий момент: = 93,15*6,55^2/8 = =93,15*6,55^2/8 499,55 кН*м.Поперечные силы на опорах ригеля: = 93,15*7,2/2 = =93,15*7,2/2 335,34 кН.Для более точного определения за расчетный пролет принимаем = 7,2 м, так как нагрузка от сборных панелей передается продольными ребрами в виде сосредоточенных сил.С учетом коэффициента надежности по ответственности = 0,95: = 499,55*0,95 = =499,55*0,95 474,57 кН*м; = 335,34*0,95 = =335,34*0,95 318,57 кН.4.4 Определение размеров поперечного сечения ригеляПредварительно ширину ригеля назначаем = 250 мм из условия нормального опирания на него панелей перекрытия. Изготовление ригеля предусматривается из бетона класса В20 (Rb=11,5МПа; Rbt=0,9 МПа; γb1=1,0 ; Eb=27500 МПа); продольная рабочая арматура из стали класса А400(Rs=355 МПа, Rsw=285 МПа).Рабочую арматуру располагаем в трех плоских сварных сетках.Граничная относительная высота сжатой зоны бетона: = 0,8/(1+355/700) = =0,8/(1+355/700) 0,531.Необходимую расчетную высоту сечения ригеля определим по максимальному моменту.Задаемся шириной сечения = 250 мм, = 0,45 < = 0,531; = 0,349: = (474,57*10^6/11,5/250/0,349)^0,5 = =(474,57*10^6/11,5/250/0,349)^0,5 \# "0" 688 мм.Полная высота: = 688+60 = =655+60 715 мм.Принимаем окончательно размеры поперечного сечения ригеля: = 750 мм; = 250 мм; = 750-60 = 690 мм.4.5 Расчет прочности нормальных сечений = 474,57*10^(-3)/0,9/11,5/0,25/0,69^2 = =474,57*10^(-3)/0,9/11,5/0,25/0,69^2 \# "0,000" 0,385; = 1-(1-2*0,385)^0,5 = =1-(1-2*0,385)^0,5 \# "0,000" 0,520 = 0,520*11,5*0,9*250*690/355 = =0,520*11,5*0,9*250*690/355 \# "0" 2615 мм2.Принимаем в растянутой зоне 328+325 А400 с площадью: = 1847+1473 = =1473+1847 3320 мм2Монтажную арматуру назначаем: 312 класса А240.4.6 Расчет ригеля на действие поперечных сил4.6.1 Подбор поперечной арматурыВ зависимости от принятого ранее наибольшего диаметра продольных стержней, устанавливаемых в ригеле, пользуясь [6, прил.3], из условий сварки, а так же учитывая очень высокое значение поперечной силы, назначаем диаметр поперечных стержней = 8 мм ( = 50,3 мм2). Число арматурных каркасов в панели = 3, при этом = 3*50,3 = =3*50,3 150,9 мм2 – площадь сечения поперечных стержней, расположенных в одной перпендикулярной к продольной оси элемента плоскости, пересекающей наклонное сечение.Назначаем шаг поперечных стержней = 200 мм, что отвечает конструктивным требованиям [3, П.8.3.11.] т.е. не более 300 мм и не более = 690/2 = =640/2 320 мм.Также не превышает наибольшего допустимого расстояния между двумя соседними поперечными стержнями, при котором исключается возможность образования наклонной трещины между ними: = 0,9*0,9*250*690^2/318570 = =0,9*0,9*250*690^2/318570 \# "0" 303 мм.4.6.2 Расчет прочности по полосе между наклонными сечениямиРасчет прочности по полосе между наклонными сечениями производится из условия 3.43 [4]: где принимается на расстоянии не менее от опоры: = 0,3*11,5*10^3*0,9*0,25*0,69 = =0,3*11,5*10^3*0,9*0,25*0,69 535,61 кН; = 318,57-93,15*0,69 = =318,57-93,15*0,69 254,3 кН; условие выполнено.Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.4.6.3 Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечениюОпределяем усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента = 285*150,9/200 = =285*150,9/200 215,03 Н/мм.Проверяем соблюдение условия:; = 215,03 Н/мм > 0,25*0,9*0,9*250 = =0,25*0,9*0,9*250 50,63 Н/мм –условие выполняется, поперечные стержни могут полностью учитываться в расчете.Определяем момент, воспринимаемый бетоном: = 1,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69^2 = =1,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69^2 144,62 кН*м. Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения : = (144,62/93,15)^0,5 = =(145,15/93,15)^0,5 \# "0,00" 1,25; = 2*0,69/(1-0,5*215,03/(0,9*0,9*10^3*0,25)) = =2*0,69/(1-0,5*215,03/(0,9*0,9*10^3*0,25)) \# "0,00" 2,94;1,25<2,94; = (144,62/(0,75*215,03+93,15))^0,5 = =(144,62/(0,75*215,03+93,15))^0,5 \# "0,00" 0,75 м; = 3*0,69 = =3*0,69 2,07 м > = 0,75 м.Окончательно, принимаем = 0,75 м.В случаях, когда >, значение принимают равным но не более .Длину проекции наклонной трещины принимают равной но не более = 0,69*2 = =0,64*2 1,28 м. Принимаем = 0,75 м. Тогда: = 0,75*215,03*0,75 = =0,75*215,03*0,75 120,95 кН.Определим поперечную силу, воспринимаемую бетоном: = 2,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69 = =2,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69 349,31 кН; = 144,62/0,75 = =144,62/0,75 \# "0,00" 192,83 кН; = 0,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69 = =0,5*0,9*0,9*10^3*0,25*0,69 69,86 кН.Принимаем = 192,83 кН.Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия где – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции . При вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии от опоры, при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной : = 318,57-27,93*0,75 = =318,57-27,93*0,75 297,62 кН.Имеем: = 192,83+120,95 = =192,83+120,95 313,78 > = 297,62 кН,т.е. прочность наклонных сечений у опоры В и С на расстоянии = 6550/4 = =6550/4 1637,5 мм от опор обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 200 мм.В средней части пролета: = 318,57-93,15*7,2/4 = =318,57-93,15*7,2/4 150,9 кН.Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения: = 1,25 м < = 2,07 м.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном ( = 144,62): = 349,31 кН; = 144,62/1,25 = =144,62/1,25 \# "0,00" 115,70 кН; = 69,86 кН.Принимаем = 115,70 кН.Полученное значение = 115,70 кН< = 150,9 кН, т.е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном. Поэтому предусматриваем установку поперечной арматуры с шагом не более: = 0,5*690 = =0,5*690 345 мм; 300 мм.Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3], шаг хомутов, учитываемых в расчете: = 0,9*10^3*0,9*0,25*0,69^2/150,9 = =0,9*10^3*0,9*0,25*0,69^2/150,9 \# "0,000" 0,587 м = 587 мм.Шаг поперечных стержней принимаем равным = 300 мм: = 285*150,9/300 = =285*150,9/300 143,36 кН/м.Проверяем соблюдение условия:; = 143,36 кН/м > 59,06 Н/мм –условие выполняется, хомуты могут полностью учитываться в расчете.Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения : = =(145,15/93,15)^0,5 \# "0,00" 1,06 м; = 2,07 м; = 2*0,69/(1-0,5*143,36/(0,9*0,9*10^3*0,25)) = =2*0,69/(1-0,5*143,36/(0,9*0,9*10^3*0,25)) \# "0,00" 2,14;1,25<2,14; = (144,62/(0,75*143,36+93,15))^0,5 = =(144,62/(0,75*143,36+93,15))^0,5 \# "0,00" 0,85 м;Окончательно, принимаем = 0,85 м.Длину проекции наклонной трещины принимают равной но не более = 1,28 м. Принимаем = 0,85 м. Тогда: = 0,75*143,36*0,85 = =0,75*143,36*0,85 91,39 кН.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном ( = 144,62): = 349,31 кН; = 144,62/0,85 = =144,62/0,85 \# "0,00" 170,14 кН; = 69,86 кН.Принимаем = 170,14 кН.Имеем: = 170,14+91,39= =170,14+91,39 261,53 > = 150,9 кН,т.е. прочность наклонных сечений в средней части пролетов между опорами обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 300 мм.4.6.4 Расчет прочности на действие момента по наклонному сечениюНа средних опорах В и С концы стержней неразрезного ригеля приварены к надежно заанкерованным деталям, поэтому расчет прочности наклонных сечений на действие момента не производим.5 Расчет колонны5.1 Задание на проектированиеТребуется рассчитать промежуточную колонну четырехэтажного производственного здания с жесткой конструктивной схемой и сеткой колонн = 7,2х6,9 м.Ригели перекрытия размещены поперек здания и вместе с колоннами образуют рамные узлы. Здание имеет неполный железобетонный каркас, и концы ригелей крайних пролетов свободно опираются на наружные продольные кирпичные стены, на которые также передается нагрузка от покрытия. Высота первого и последующих этажей – 6,0 м. Нагрузки на 1 м2 от междуэтажного перекрытия и на 1м ригеля приняты по данным таблицы ( REF _Ref366525721 \h Таблица 1)и П. 4.2. данного расчета.Для изготовления колонны назначаем бетон класса В20 (Rb=11,5МПа; Rbt=0,9МПа; γb1=0,9; Eb=27500 МПа) и продольную рабочую арматуру из стали класса А400 (Rs=Rsс=355 МПа, ES=200000 МПа).5.2 Сбор нагрузок, расчетная схема, определение усилийНагрузка на колонну собирается с грузовой площади: = 7,2*6,9 = =7,2*6,9 49,7 м2.Постоянная нагрузка на колонну:– от перекрытия одного этажа с учетом γn=0,95: = 2,84*49,7*0,95 = =2,84*49,7*0,95 134,09 кН,где = 2,84 кН ( REF _Ref366525721 \h Таблица 1);– от собственной массы ригеля: = 4,57*7,2 = =4,57*7,2 32,9 кН, где: = 5,23 (см. П.4.2.)– от собственной массы колонны сечением 0,4х0,4 м, = 6,0 м,: = 0,4^2*6,0*2,5*1,1*0,95*10 = =0,4^2*6,0*2,5*1,1*0,95*10 25,08 кН;– временная длительная: = 6,96*49,7*0,95 = =6,96*49,7*0,95 328,62 кН.Итого: = 134,09+32,9+25,08+328,62 = =134,09+34,52+25,08+328,62 522,31 кН.Постоянная нагрузка с пяти перекрытий:522,31*5 = =522,31*5 2611,55 кН.Временная кратковременная нагрузка на колонну от перекрытия одного этажа с коэффициентом γn=0,95: = 2,99*49,7*0,95 = =2,99*49,7*0,95 141,17 кН.Временная кратковременная нагрузка с пяти перекрытий:141,17*5 = =141,17*5 705,85 кН.В расчетах использованы значения нагрузки = 6,96 кН и = 2,99 кН ( REF _Ref366525721 \h Таблица 1).Итоговая нагрузка: = 2611,55+705,85 = =2611,55+705,85 3317,4 кН.5.3. Подбор сечений.Ширина колонны квадратного сечения: = (3317400/(1150+0,01*36500))^0,5 = =(3317400/(1150+0,01*36500))^0,5 \# "0,0" 46,8 см.Принимаем b = 50,0 см. Площадь сечения бетона 2500 см2.Усилие, воспринимаемое арматурой (площадью сечения )где коэффициент продольного изгиба: но не более .Коэффициент представляет собой отношение усилия, воспринимаемого арматурой, к усилию, воспринимаемому бетоном.При = коэффициент , при коэффициент , при коэффициент >, что недопустимо. Поэтому при формулой не пользуются, а сразу принимают .Формула содержит два неизвестных: и . В подобных случаях задаются значением одного неизвестного, а другое определяют путём последовательных приближений. В первом приближении принимаем .Подбор арматуры идёт в следующем порядке. Если , то Если подбор арматуры становится более продолжительным, так как в этом случае произведение приходится определять последовательными приближениями, т. е. при различных значениях коэффициента , до тех пор, пока оно значение не стабилизируется, т.е пока последнее значение произведения будет отличаться от предпоследнего не более чем на 5%. И лишь затем можно пользоваться формулой В нашем случае отношение = 667,56/3317,4 = =667,56/3317,4 \# "0,0" 0,2.Гибкость колонны = 600/50 = =600/50 12. Тогда по интерполяции: = 0,896, = 0,9 (п. 3.58 [4]).Первое приближение: = 3317400/0,9-1150*2500 = =3317400/0,9-1150*2500 \# "0" 811000 Н, = 811000/1150/2500 = =811000/1150/2500 \# "0,000" 0,282, что меньше 0,5; = 0,896+2*(0,9-0,896)*0,282 = =0,896+2*(0,9-0,896)*0,282 0,898.Второе приближение: = 3317400/0,898-1150*2500 = =3317400/0,898-1150*2500 \# "0" 819209 Н, = 819209/1150/2500 = =819209/1150/2500 \# "0,000" 0,285; = 0,898+2*(0,9-0,909)*0,285 = =0,898+2*(0,9-0,909)*0,285 \# "0,000" 0,893;(819209-811000)/811000*100% = =(819209-811000)/811000*100 \# "0,0" 1,0%.Процесс приближений закончен, поскольку последнее значение выражения отличается от предпоследнего всего на один процент. = 819209/36500 = =819209/36500 \# "0,00" 22,44 см2.Поскольку толстые стержни более устойчивы, чем тонкие (при прочных равных условиях), следует избегать очень большого количества стержней – следует принять четыре стержня, шесть или восемь. При этом расстояние между стержнями должно быть не более 400 мм (п. 5.18 [2], п. 5.57 [5]).