4 этажное здание с неполным каркасом и несущими кирпичными стенами

Рефераты по строительству » 4 этажное здание с неполным каркасом и несущими кирпичными стенами Скачать

Санкт-Петербургский Государственный

Архитектурно-Строительный Университет


Кафедра “Железобетонных и каменных конструкций”.


Курсовой проект

« 4 этажное здание с неполным каркасом и несущими

кирпичными стенами»


Студент гр. 2П-IV: Вотинов В.С.


Санкт-Петербург

2006 год.


ЗАДАНИЕ

на комплексный курсовой проект №1

по железобетонным и каменным конструкциям


Исходные данные:


Здание промышленного типа четырехэтажное каркасное с неполным каркасом и с наружными несущими стенами. Размеры внутреннего помещения (в свету) в плане:

Длина L= 36 м;

Ширина B= 25 6 м.

Стены кирпичные толщиной 51 см с пилястрами в местах опирания ригелей или главных балок.

Оконные проемы в кирпичных стенах имеют в плане размеры 2 3 м.

Высота всех этажей между уровнями чистого пола hэт= 4 0 м.

Междуэтажные перекрытия опираются на наружные кирпичные стены и внутренние колонны. Колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа. Кровельное покрытие опирается на наружные стены.

Временная нормативная нагрузка на всех междуэтажных перекрытиях pн= 10 кН/м2 в том числе кратковременная pкрн= 1 5 кН/м2.

Глубина заложения фундаментов H= 1 5 м. Расчетное давление на грунт основания R= 0 25 МПа.

Марки материалов – по выбору проектировщика в соответствии с действующими нормами.

Объемные массы материалов – по справочникам.

Проектирование монолитного железобетонного перекрытия


Разбивка балочной клетки.


При рекомендуемой величине пролетов второстепенных балок 5 – 7 м и главных балок 6 – 8 м в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданной длине здания в свету L= 36 0 м и ширине B= 25 6 м могут быть приняты 6 пролетов второстепенных продольных балок и 4 пролета главных поперечных балок.

С учетом уменьшения крайних пролетов на 10 % по сравнению со средними получаю:

L= 2* 0 9 lср+ 4* lср= 5 8 lср;

lср= L/ 5 8= 36 0/ 5 8= 6 21 м;

lкр= (L- 4* lср)/ 2= (36 0- 4* 6 21)/ 2= 5 6 м.


При рекомендуемом шаге второстепенных балок 1 8 – 2 5 м в каждом из четырех пролетов главных балок могут расположиться по 3 пролета плиты.

С учетом уменьшения крайних пролетов плиты на 20 % по сравнению со средними получаю:


B= 2* 0 8* bср+ 10* bср= 11 6 bср;

bср= B/ 11 6= 25 6/ 11 6= 2 21 м;

bкр= (B- 10* bср)/ 2= 1 8 м.

Схема балочной клетки перекрытия.

Расчет плиты перекрытия.


В соответствии с п. 5.3 СНиП 2.03.01 – 84 «Бетонные и железобетонные конструкции» толщина плиты монолитных перекрытий принимается не менее 60 мм. Принимаю толщину плиты hf= 80 мм.

Для определения расчетных пролетов задаюсь приближенно размерами поперечного сечения второстепенных балок:

h= l/ 12 =6600/ 12= 550 мм;

b= h/ 3= 550/ 3= 183 3 мм.

Принимаю h= 550 мм а b= 200 мм.

При ширине второстепенных балок b= 200 мм и глубине заделки плиты в стену а3= 120 мм получим:

l
кр= lкр/- 0 5* b+ 0 5* а3= 1800- 0 5* 200+ 0 5* 120= 1760мм;

lср= lср/-2* 0 5* b= 2200- 2* 0 5* 200= 2000 мм.


Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок (ориентировочно) 300 мм и глубине заделки плиты в стены в нерабочем направлении а3= 60 мм:


lкр1=5600- 0 5* 300+ 0 5* 60= 5480 мм;

lср1=6200- 2* 0 5* 300= 5900 мм.

При соотношении длинной и короткой сторон lкр1/ lкр= 5480/ 2000= 2 74 плита рассчитывается как балочная неразрезная многопролетная работающая в коротком направлении по следующей схеме:


Расчетные нагрузки на условную полосу плиты шириной 1 0 м кН/ м:

а). Постоянная:

Вес пола из цементного раствора с затиркой при толщине слоя 2 0 см и плотности 1700 кг/ м3:

1700* 0 02* 1 0* 1 3* 10-2= 0 44;


Вес плиты толщиной 80 мм при плотности 2500 кг/ м3:

2500* 0 08* 1 0* 1 1* 10-2= 2 2;


Полная постоянная нагрузка:

g= 0 44+ 2 2= 2 64;


б). Временная при pн= 10кН/м2:

V= 10* 1 0* 1 2= 12.


Полная расчетная нагрузка:

q= g + V= 2 64+ 12= 14 64 кН/ м.


Определение расчетных изгибающих моментов


В равнопролетной неразрезной балочной плите с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры:

В крайних пролетах:

Мкр= q* lкр2/ 11= 14 64* 1 762/ 11= 4 12 кНм;


В средних пролетах и над средними опорами:

Мср= - Мс= +/- q* lср2/ 16= +/- 14 64* 2 02/ 16= +/- 3 66кНм;


Над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками:

МВ= - q* l2/ 11= -14 64* 2 02/ 11= - 5 32 кНм;


Над второй от конца опорой при армировании плоскими сетками:

МВ= - q* l2/ 14= -14 64* 2 02/ 14= - 4 18 кНм

где l – больший из примыкающих к опоре пролет.


Определение толщины плиты


Для монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса прочности на сжатие В12 5. С учетом возможности эксплуатации конструкций в неблагоприятных условиях при относительной влажности окружающей среды менее 75 % расчетные сопротивления определяются по табл. 13 СНиП 2.03.01-84 с коэффициентом условий работы γb2= 0 9.

Rb= 0 9* 7 5= 6 75 МПа;

Rbt= 0 9* 0 66= 0 6 МПа;

Еb= 21000 МПа.


Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:

Арматурой класса ВрI с расчетным сопротивлением Rs= 360 МПа= 360 Н/ мм2 при армировании рулонными сварными сетками Еs= 170000 МПа.

Арматурой класса АIII с расчетным сопротивлением Rs= 355 МПа при армировании плоскими сетками Еs= 200000 МПа.

Необходимую толщину перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования μ= 0 006 по максимальному моменту МВ= 5 95 кНм и ширине плиты bf/= 1000 мм.

Расчетная высота сечения плиты при относительной ее высоте:

ξ= х/ h0= μ* Rs/ Rb= 0 006* 360/ 6 75= 0 32< ξR – для арматуры ВрI;

ξ= х/ h0= μ* Rs/ Rb= 0 006* 355/ 6 75= 0 316< ξR – для арматуры АIII

где ξR определяется по следующему соотношению:

ξR= ω/ (1+ σSR/ σSC U* [1- ω/ 1 1] )

где ω= α- 0 008* Rb – характеристика сжатой зоны бетона;

α – коэффициент принимаемый для тяжелого бетона равным 0 85;

ω= 0 85- 0 008* 6 75= 0 796;

σSR – напряжение в арматуре МПа принимаемое для арматуры классов АIII и ВрI равным:

σSR= Rs- σSP;

σSC U – предельное напряжение в арматуре сжатой зоны принимаемое для конструкций из тяжелого бетона в зависимости от учитываемых в расчете нагрузок по табл. 15 СНиП 2.03.01-84 по позиции 2а – 500 МПа.


Арматура класса ВрI:

ξR= 0 796/ (1+ 360/ 500* [1- 0 796/ 1 1] )= 0 644;


Арматура класса АIII:

ξR= 0 796/ (1+ 355/ 500* [1- 0 796/ 1 1] )= 0 666.


При A0= ξ* (1- 0 5* ξ) и Мmax= 5 32 кНм:

A0= 0 32* (1- 0 5* 0 32)= 0 269 – для арматуры ВрI;

A0= 0 316* (1- 0 5* 0 316)= 0 266 – для арматуры АIII;


h0= √ Мmax/ (Rb* b* A0)

h0= √ 5 32* 106/ (6 75* 1000* 0 269)= 54 13 мм – для арматуры ВрI;

h0= √ 5 32* 106/ (6 75* 1000* 0 266)= 54 43 мм – для арматуры АIII.

Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d= 5 мм и толщине защитного слоя 10 мм:

hf/= h0+ a= 54 43+ 15= 69 43 мм

где 10+5=15 мм.

Принимаю толщину плиты hf/= 80 мм и расчетную высоту сечения:

h0= hf/- а= 80- 15= 65 мм.


Расчет продольной арматуры в плите

Расчетные сечения Расчетные характеристики Принятые сварные сетки с площадью сечения рабочей арматуры Аs, мм2/м
М, Н мм b, мм h0, мм

А0= М/(Rbb h02)

Rb= 6,75 МПа

ξ Аs= ξ b h0 Rb/ Rs, мм2
1 2 3 4 5 6 7 8
На крайних участках между осями 1-2 и 6-7. В крайних пролетах 4,12*106 1000 65 0,144 0,156 190

С-1+C-2

Аs= 196+71=267


У опор В 4,18*106 1000 65 0,187 0,204 249

С-1 +C-2

Аs= 196+71=267

В средних пролетах 3,66*106 1000 65 0,128 0,138 168

С-1

Аs= 196

У опор С 3,66*106 1000 65 0,128 0,138 168

С-1

Аs=196

На средних участках между осями 2-6 В крайних пролетах 4,12*106 1000 65 0,144 0,156 190

С-1 +C-2

Аs= 196+71=267


У опор В 4,18*106 1000 65 0,147 0,160 249

С-1+C-2

Аs=196+71=267

В средних пролетах 3,08*106 1000 65 0,108 0,114 168

С-1

Аs=196

У опор С 3,08*106 1000 65 0,108 0,114 168

С-1

Аs= 196


Схема раскладки сварных сеток.



Расчет второстепенной балки Б1


Для второстепенной балки крайними опорами служат стены а промежуточными – главные балки. Работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция.

Расчетные средние пролеты вычисляются как расстояния в свету между гранями главных балок а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены.

При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 250 мм и глубине заделки второстепеных балок в стены на 250 мм:

lкр= 5600-0 5* 250+ 0 5* 250= 5600 мм;

l

ср= 6200- 2* 0 5* 250= 5950 мм.


Расчетные нагрузки на наиболее загруженную второстепенную балку Б1 с грузовой площадью шириной 2 28 м кН/ м:

Постоянная:

От веса пола и плиты: (0 44+ 2 2)* 2 2= 5 81;

От веса балки с ориентировочными размерами сечения 200Ч550 мм при плотности вибрированного железобетона 2500 кг/ м3:

2500* (0 55- 0 08)* 0 2* 1 1* 10-2= 2 59.


Временная при pн= 10 кН/м2:

10* 2 28* 1 2= 27 36.


Полная расчетная нагрузка:

g+ V= (5 81+ 2 59)+ 27 36= 35 76 кН/ м.


Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами (lкр/ lср= 5600/ 5950= 0 94< 1 0) с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций определяются по формулам:

В крайних пролетах:

Мкр= (g+ V)* lкр2/ 11= 35 76* 5 62/ 11= 101 95кНм;


В средних пролетах и над средними опорами:

Мср= - МС=± (g+ V)* lср2/ 16= 35 76* 5 952/ 16= ± 79 12 кНм;


Над вторыми от конца промежуточными опорами В:

МВ= -(g+ V)* l2/ 14= - 35 76* 5 952/ 14= -90 43 кНм

Где l – наибольший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.

Величины значений возможных отрицательных моментов в средних пролетах при невыгоднейшем загружении второстепенной балки временной нагрузкой определяются по огибающим эпюрам моментов для неразрезной балки в зависимости от соотношения временной и постоянной нагрузок по формуле:

М= β*(g+ V)* lср2

Где β – коэффициент для определения ординат отрицательных пролетных моментов.

V/ g= 32 83/ 8 61= 3 81

Для сечений находящихся на расстоянии 0 2 l от опоры В во втором пролете βII= -0 0376;

Для сечений находящихся на расстоянии 0 2 l от опоры С в третьем пролете βIII= - 0 0296.

min MII= -0 0376* 35 76* 5 952= -47 60 кНм;

min MIII= -0 0296* 35 76* 5 952= -37 47 кНм.

Расчетные поперечные силы:

QA= 0 4* (g+ V)* lкр= 0 4* 35 76* 5 6= 80 10 кН;

QBл= -0 6* (g+ V)* lкр= -0 6* 35 76* 5 6= -120 15 кН;

QBп= 0 5* (g+ V)* lср= 0 5* 35 76* 5 95= 106 39 кН;

QСл= - QСп= ±0 5* (g+ V)* lср= ±0 5* 35 76* 5 95= ±106 39 кН.


Определение размеров сечения второстепенной балки


Принимаю для балки как и для плиты бетон марки В12 5:

Rb= 0 9* 7 5= 6 75 МПа;

Rbt= 0 9* 0 66= 0 6 МПа;

Еb= 21000 МПа;

Rbt ser= 1 0 МПа.

В качестве рабочей арматуры в каркасах использую стержневую арматуру периодического профиля класса А-III с Rs= 365 МПа и сварные сетки из обыкновенной арматурной проволоки класса Вр1 с Rs= 360 МПа. Поперечная и монтажная арматура – класса А-I с Rs= 225 МПа и Rsw= 175 МПа.

Необходимую высоту балки определяю по максимальному изгибающему моменту МВ у грани второй от края опоры. Задаюсь шириной ребра b= 250 мм и принимаю относительную высоту сжатой зоны равной ξ= 0 3.

При ξ= 0 3 и А0= ξ(1- 0 5ξ)= 0 3* (1- 0 5* 0 3)= 0 255 расчетная высота сечения h0:


h0= √МВ/ (Rb* b* А0)= √90 43*106/ (6 75* 250*0 255)= 458 мм


Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры:


h= h0+ a= 458+ 35= 493 мм.

Принимаю высоту второстепенной балки с округлением до 50 мм равной h= 500 мм а ширину ребра b= 250 мм.


Расчет продольной рабочей арматуры


В соответствии с эпюрами моментов плита работающая совместно с балкой в пролетах располагается в сжатой зоне поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

В опорных сечениях плита расположена в растянутой зоне и при образовании в ней трещин из работы выключается. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение.

При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них тоже оказывается в растянутой зоне и при расчете на отрицательный момент за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение.

При hf// h= 80/ 600= 0 133> 0 1 расчетная ширина полки в элементе таврового сечения принимается меньшей из двух величин:

bf/≤ lср= 2200 мм;

bf/≤ 2* lкр/ 6+ b= (5600/ 6)* 2+ 250= 2117 мм.

Принимаю bf/= 2200 мм.


Рабочая арматура Расчетное сечение Расчетное усилие М, Н мм Расчетные характеристики Расчетная арматура Принятая арматура Аs, мм2
bf/, мм b, мм h0, мм

А0= М/(Rbb h02)

Rb= 6,75 МПа

ξ Класс арматуры
В нижней зоне В крайних пролетах 101,95*106 2200
565 0,028 0,028 A III 661,3 2 Ǿ 22 AIII As= 760 в двух каркасах
В средних пролетах 79,12*106 2200
565 0,022 0,022 A III 519,6 2 Ǿ 20 AIII As= 628 в двух каркасах
В верхней зоне Во втором пролете 47,60*106
250 565 0,115 0,123 A III 330,1 2 Ǿ 16 AIII As= 402 в двух каркасах
Во всех средних пролетах 37,43*106
250 565 0,090 0,095 A III 255,0 2 Ǿ 14 AIII As= 308 в двух каркасах
На опоре В 90,43*106
250 565 0,218 0,249 A III 668,3 2 Ǿ 22 AIII As= 760 в одной П образной сетке
На опоре С 79,12*106
250 565 0,191 0,214 A III 574,3 2 Ǿ 20 AIII As= 628 в одной П образной сетке

Расчет прочности наклонных сечений второстепенной балки


У опоры А при QA= 80 10 кН в соответствии с п. 3.31 СНиП 2.03.01-84* при:

φb3* Rbt* b* h0= 0 6* 0 6* 250* 565* 10-3= 50 85 кН < QA следовательно поперечная арматура должна ставиться по расчету.

При диаметре продольной арматуры в пролетных сетках С-1 22 мм принимаю поперечные стержни из арматуры AI диаметром 8 мм с Rsw= 175 МПа Еs= 210000 МПа. Шаг поперечных стержней при высоте балки h= 60 см> 45 см должен быть не более:

1). s≤ 0 75*φb2* Rbt* b* h02/ QA= 0 75*2* 0 6* 250* 5652/ 80100= 897 мм;

2). s≤ 2* Rsw* Asw/ (φb3* Rbt* b)= 2* 175* 50* 2/ (0 6* 0 6* 250)= 389 мм;

3). s≤ h/ 3= 600/ 3= 200 мм;

4). s≤ 500 мм.

Принимаю s= 200 мм.

Несущая способность балки по поперечной силе при армировании двумя плоскими каркасами определяется при φf= 0 и φn= 0.

Погонное усилие воспринимаемое поперечной арматурой:

qsw= Rsw* Asw/ s= 175* 50* 2/ 200= 87 5 Н/ мм> φb3* Rbt* b/ 2= 0 6* 0 6* 250/ 2= 45 0 Н/ мм.

Страницы: 1 2