4 этажное здание с неполным каркасом и несущими кирпичными стенами

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:

lкр= 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;



lср= 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 200×550 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.



Длина проекции наиболее опасного наклонного сечения:

с≤ сmax= φb2/ φb3* h0= 2/ 0,6* 565= 1883мм.



Длина проекции наиболее опасной трещины:

с0= √φb2* Rbt* b* h02/ qsw= √2* 0,6* 250* 5652/ 87,5= 1046 мм.



При с0> 2* h0= 2* 565= 1130 мм и с0< с принимаю с= с0= 2* h0= 1130 мм.



Qsw= qsw* с0= 87,5* 1130= 98875 Н;

Qb= φb2* Rbt* b* h02/ с= 2* 0,6* 250* 5652/ 1130= 84750 Н> φb3* Rbt* b* h0= 0,6* 0,6* 250* 565= 50850 Н.

При Q= Qsw+ Qb= 98875+ 84750= 183625 Н> QA прочность наклонных сечений у опоры А обеспечена.



У опоры В слева при QBл= 139240 Н, φb3* Rbt* b* h0= 0,6* 0,6* 250* 565* 10-3= 50850 Н< QBл поперечная арматура должна определяться расчетом. Принимаю в двух пролетных сетках С-1 поперечные стержни диаметром 8 мм с шагом 200 мм, что не превышает:

s= φb2* Rbt* b* h02/ QBл=2* 0,6* 250* 5652/ 120150= 797 мм;

s= 2* Rsw* Asw/ (φb3* Rbt* b)= 2* 175* 50* 2/ (0,6* 0,6* 250)= 218 мм.

При поперечной арматуре 2 Ǿ 8AI с Asw= 50* 2= 100 мм² с шагом 200 мм:

qsw= Rsw* Asw/ s= 175* 56/ 200= 87,5 Н/ мм> φb3* Rbt* b/ 2= 0,6* 0,6* 250/ 2= 45,0 Н/ мм;

с0= √φb2* Rbt* b* h02/ qsw= √2* 0,6* 250* 5652/ 87,5= 1046 мм.

При с0> 2* h0= 2* 565= 1130 мм и с0< с принимаю с= с0= 2* h0= 1130 мм.

Qsw= qsw* с0= 87,5* 1130= 98875 Н;

Qb= φb2* Rbt* b* h02/ с= 2* 0,6* 250* 5652/ 1130= 84750 Н> φb3* Rbt* b* h0= 0,6* 0,6* 250* 565= 50850 Н.

Q= Qsw+ Qb= 98875+ 84750= 183625 Н> QBл прочность наклонных сечений у опоры В слева обеспечена.

У опоры В справа и у опоры С слева и справа при QBп= QСл= - QСп< QBл и одинаковой поперечной арматуре прочность наклонных сечений также обеспечена.



Расчет второстепенной балки на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами



Согласно п. 3.30 СНиП 2.03.01-84*:q≤ 0,3* φw1* φb1* Rb* b* h0,

где φw1= 1+ 5* α* μw= 1+ 5* Еs/ Eb* Asw/ (b* s);

φw1= 1+ 5* 210000/ 21000* 28*2/ (250* 165)= 1,068< 1,3 – для сечений у опор А, В и С при одинаковом поперечном армировании;

φb1= 1- β* Rb= 1- 0,01* 6,75= 0,932.

При

QA= 80100 Н< 0,3* 1,068* 0,932* 6,75* 100* 250* 565= 281510 Н;

QBл= 120150 Н< 281510 Н;

QBп= QСл= - QСп= 106390 Н< 281510 Н.

Прочность обеспечена. Сечение балки достаточно.

Расчет ширины раскрытия наклонных трещин

Расчет железобетонных элементов третьей категории трещиностойкости по второй группе предельных состояний производится на действие нормативных нагрузок при коэффициентах надежности по нагрузке γf= 1,0.

Поперечные силы в расчетных опорных сечениях:

QAn= 0,4 (gn+ Vn)* lкр= 0,4* [(0,44/ 1,3+ 2,2/ 1,1)*2,28+ (2,59/ 1,1+ 27,36/ 1,2)]* 5,6= 0,4*35,042*5,6= 68,29 кН;

QВлn= -0,6 (gn+ Vn)* lкр= -0,6*30,49* 5,6= -102,46 кН;

QВпn= - QСлn= QСпn= ±0,5* (gn+ Vn)* lср= ±0,5* 30,49* 5,95= 90,71 кН.

Ширина раскрытия наклонных трещин при армировании хомутами определяется по формуле:acrc= (φl* 0,6* σsw* dw* η)/ (Esw* dw/ h0+ 0,15* Eb*(1+ 2α*μw)).

Условно принимаю всю нагрузку длительно действующей, тогда φl= 1,5.

У опоры В слева при QВлn= 102460 Н, 2 Ǿ 8 AI с Asw= 100 мм², с шагом s= 200 мм, с= 1130 мм: μw= Asw/ (b*s)= 100/ (250* 200)= 0,002;

α= Esw/ Eb= 210000/ 21000= 10;

Qb1= 0,8* φb4* Rbt* b* h02/ с= 0,8* 1,5* 1,0* 250* 565²/ 1130= 84750 Н.

σsw= (QВпn - Qb1)* s/ (Asw* h0)= (102460- 84750)* 200/ (100* 565)= 62,69 МПа< Rs,ser=235 МПа.

Ширина раскрытия наклонных трещин:

acrc= (1,5* 0,6* 62,69* 6* 1,3)/ (210000* 6/ 565+ 0,15* 21000* (1+ 2* 10* 0,00136))= 0,08 мм< 0,3 мм.

Согласно п. 1.16 СНиП 2.03.01-84* предельная ширина раскрытия трещин в элементах с арматурой классов AI, AII, AIII и др., эксплуатируемых в закрытом помещении, acrc= 0,3 мм. Следовательно, защита от коррозии арматуры обеспечена.

На менее загруженных участках у опор А, В справа и у опор С ширина раскрытия трещин, определяемая аналогично, будет меньше чем у опоры В справа.

При учете непродолжительного действия части длительной нагрузки с φl= 1,0 расчетная ширина раскрытия наклонных трещин будет еще меньше.







1