Проектирование трехэтажного здания судоремонтного завода с кирпичными несущими стенами

Проектирование трехэтажного здания судоремонтного завода с кирпичными несущими стенами

1. Исходные данные

Вариант 746

. Тип модуля административный (А)

. Сетка колонн: поперёк здания n × lr = 3 × 7,10 м;

вдоль здания m × lb = 8 × 5,80 м.

. Высота этажа Hэ = 4,2 м.

. Марки материалов: кирпича 75 раствора 25

. Нормативные нагрузки: постоянная (вес пола, перегородок) gn = 2,30 кН/м2;

длительная временная vn = 14.00 кН/м2.

Введение

Проектируется производственное трехэтажное здание судоремонтного завода с кирпичными несущими стенами.

Цель данного курсового проекта является изучение действующих СНиП 52 - 101 - 2003, приобретение навыков в самостоятельном подборе и проверки сечений железобетонных конструкций.

Железобетонные конструкции являются частью отапливаемого здания нормального уровня ответственности (уровень II), для которого коэффициент надёжности по ответственности γn = 0.95, который определяется по ГОСТ 27751 - 88*. Крановое оборудование отсутствует.

1. Общие данные для проектирования

Здание проектируется по жёсткой конструктивной схеме с неполным каркасом, несущими продольными и поперечными стенами толщиной 640 мм и внутренней несущей кирпичной стеной толщиной 510 мм, расположенной по координационной оси 8 и отделяющей производственный модуль (Пр) от административного (А); с кирпичными столбами, на которые опираются главные балки монолитных железобетонных перекрытий (рис. 1, 2, 3, 4). Стены и столбы выполнены по первой группе кладки из глиняного (керамического) кирпича пластического прессования на тяжелом смешанном цементно-известковом растворе.

В конструкциях применён бетон класса В25, все элементы здания выполняются из бетона одного класса по прочности на сжатие.

В качестве продольной рабочей арматуры используется арматура классов, A - 400 диаметрами от 6 до 32 мм; поперечная, монтажной (конструктивной) арматура - классов A - 240 диаметрами от 6 до 32 мм, или проволочную арматуру класса В500.

Расчётные характеристики бетона и арматуры для предельных состояний первой группы приведены в таблицах коэффициент условий работы γb2 =0.90 (влажность воздуха в здании менее 75%); вес одного м3 железобетона принят равным γg = 25 кг/м3.

Расчетные сопротивления бетона и арматуры для предельных состояний первой группы

Таблица 1 - Расчетные сопротивления и начальный модуль упругости бетона

Таблица 2 - Расчетные сопротивления арматуры

Примечание - Значение Rsc в скобках используется только при расчете на кратковременное действие нагрузки.

2. Компоновка конструктивной схемы здания

.1 Общая компоновка

Проектируемое здание (рис. 1.2) без подвала имеет 3 этажа, 3 пролёта поперёк и 8 пролётов вдоль здания, и выполняется по связевой системе. Каркас состоит из рам, расположенных поперёк здания и жёстко заделанных в фундаментах Фм1. Компоненты рам - ригели монолитных перекрытий Бм1 и кирпичные столбы. Рамы несут вертикальную нагрузку. Горизонтальные монолитные перекрытия состоят из монолитной плиты Пм1, второстепенных балокБм2, ригелей Бм1 и опираются на кирпичные столбы и стены здания. Все элементы перекрытия выполняются как единое целое и работают совместно.

Поперечная и продольная жёсткость здания при действии горизонтальной ветровой нагрузки обеспечивается за счёт надёжной связи дисков перекрытий с несущими стенами, выполняющими роль вертикальных диафрагм жёсткости. При длине L < 54 м. здание работает по жёсткой конструктивной схеме - ветровые нагрузки воспринимаются стенами и не вызывают изгиба колонн и ригелей перекрытий.

Крайние координационные оси смещены от внутренних стен здания на 250 мм. По сетке осей расположены кирпичные столбы, являющиеся опорами ригелей. Ригели (главные балки) Бм1 расположены поперёк здания с шагом lb их крайними опорами являются стены.

Второстепенные балки расположены вдоль здания с шагом ls = 2,370 м.

Габаритные размеры:

Общая ширина здания в осях определяется по формуле (1):

где lr - ширина пролёта между ригелями,- число пролётов

Из формулы (1):

Общая длина здания в осях определяется по формуле (2):

где lb - ширина пролёта между балками- число пролётов

Из формулы (2):

Каждый пролёт ригеля lr делится на 3 равные шага ls (средний шаг может отличается от предыдущего на ± 10мм.), что соответствует размещению двух второстепенных балок в третях пролёта, а третья расположена на координационной оси.

Проектируемое здание выполняется с покрытием по строительным фермам, колонны в пределах верхнего этажа отсутствуют. Уровень планировки здания находится на отметки -0,05м. Глубина заложения ленточных фундаментов под стены принята, с учетом промерзания грунта равной 1,35м. Отметки заложения фундамента под колонны определяются расчетом их высоты и назначаются после проектирования.

Рис. 1

Рис. 2

Рис. 3

Рис. 4

2.2 Предварительное назначение размеров сечений элементов

В первом приближении толщину плиты hf по экономическим требова­ниям следует принимать по величине временной нормативной нагрузки. При временной нормативной нагрузке vn от 10 до 20 кН/м2 - равной 90, 100 мм.

Принимаем hf = 100мм.

Минимальная толщина плиты для между­этажных перекрытий производственных зданий hf,min равна 60 мм. По условию достаточной жесткости толщина плиты hf =100мм

Высота главных hr и второстепенных hb балок, включающая толщину плиты, в первом приближении назначается из диапазона:

;

Принимаем hr = 800 мм.

;

Принимаем hb = 500 мм.

Конструктивно принимают высоту главной балки на 200 мм больше высоты второстепенной балки, для кото­рой она является опорой:

Принимаем br=300 мм,bb=200 мм.

Плита заведена в продольные стены (в рабочем направлении) на глубину 120 мм, в поперечные стены (в нерабочем направлении) - на 60 мм. Второстепенные балки заведены в поперечные стены на глубину 250 мм (один кирпич) и опираются на распределительные железобетонные подушки. Ригели заведены в продольные стены на 380 мм (полтора кир­пича) и опираются на распределительные железобетонные подушки.

3. Проектирование элементов ребристого перекрытия

.1 Статический расчет плиты

Выполнить расчет и конструирование плиты монолитного междуэтажного перекрытия модуля А проектируемого здания при следующих исходных данных:

- сетка столбов (колонн) поперек здания n ×  = 3 × 7.1м;

сетка столбов (колонн) вдоль здания m ×  = 8 × 5,8 м;

постоянная нормативная нагрузка (вес пола, перегородок) gn = 2,3 кН / м2;

длительная временная нормативная нагрузка vn = 14,00 кН / м2;

бетон тяжелый класса по прочности на сжатие B25;

арматура стержневая класса А 400;

коэффициент надежности по ответственности = 0, 95.

Решение.

Расчетные характеристики материалов. Расчетное сопротивление бетона класса В 25 по прочности на сжатие Rb =14,5 МПа, Rbt =0,9МПа.

Расчетное сопротивление бетона конструкции, принимаемое в расчете прочности, корректируется при длительных нагрузках коэффициентом  = 0, 9:·  = 14, 5 · 0,9 = 13,05 МПа.

Расчетное сопротивление арматуры класса А400 растяжению Rs = 355 МПа.

Компоновка и размеры в первом приближении. Шаг второстепенных балок перекрытия S =  / 3 = 7,1/ 3 = 2,370 м. Толщина плиты hf = 100 мм. Высота второстепенных балок hb находится в диапазоне от ;

Принимаем hb = 500 мм.

Принимаем в первом приближении высоту второстепенной балки hb = 500 мм, ширину ребра bb = 200 мм

Статический расчет плиты. При отношении  / S = 5,80 / 2,37 = 2,45 > 2,00 плита рассчитывается по схеме многопролетной неразрезной балки шириной b = 1,000 м с крайними расчетными пролетами , средними -

 = S - а0 - bb /2 + hf /2 = 2,37- 0,250 - 0,200 / 2 + 0,10 / 2 = 2.070м;

 = S - bb = 2,36 - 0,200 = 2,160 м.

Сечение 3-3 (рис. 1.1) в направлении короткой кромки (2,5 пролета) со схемой раздельного армирования плиты плоскими арматурными сетками приведено на рисунке 3.1, а. расчетная схема в виде многопролетной балки, загруженной нагрузкой q, приведена на рис. 3.1, б, где крайний расчетный пролет l1 равен расстоянию от грани второстепенной балки до свободной опоры на стене здания, м.

Расчетные нагрузки вычислены в таблице 3.

Таблица 3 - Расчетные нагрузки на плиту, кН / м2

Вид нагрузки         Нормативная Нагрузка    Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная

Погонная расчетная нагрузка для полосы плиты шириной b = 1,000 м при учете коэффициента  = 0,95= · (g + v) · b = 0, 95 · (5.28 + 16.8) · 1,000 = 20.976 кН / м.

Изгибающие моменты в расчетных сечениях плиты равны[1] в крайних пролета= q ·= 20.976 · 2,07 2 /14 = 8.171 кН · м;

на вторых от края опорах В при  =2,16 м > = 2,07 мВ = - q · = - 20.976 · 2,16 2 / 14 = - 7.00 кН · м;

в средних пролетах=q·=20.976·2,162/16=6,99кН·м; на средних опорах СС = - q · = - 20.976 · 2,162 / 16 = - 6,117 кН·м

Расчетная схема плиты и эпюра изгибающих моментов М приведены на рисунке 3.1.

3.2 Расчет плиты на прочность по нормальным сечениям

Определим толщину плиты (b = 1,000 м) во втором приближении по максимальному изгибающему моменту M1 =8.17 кН·м при оптимальном значении относительной высоты сжатой зоны бетона

ξ= x / h0 = 0,24;  = 0,24 · (1 - 0,5 · 0,24) = 0,2112.

Требуемая рабочая высота плиты h0 определяется по формуле=  =

Требуемая толщина плиты hf = h0 + а = 54.4+ 14 = 68.4 мм.

Принимаем во втором приближении толщину плиты hf = 70 мм. Рабочая высота плиты, принимаемая в расчете прочности, h0 = hf - а = 70 - 14 = 56 мм.

Рис. 5

Рис. 6

Расчет прочности по нормальным сечениям в пролете (рис. 3.2,а), на опоре (рис. 3.2,б) выполняется на пролетные М1, М2 и опорные Мв=М3, Мс=М4 изгибающие моменты с помощью безразмерных коэффициентов.

Расчет прочности плиты по нормальному сечению в первом пролете, где М = М1 = 8.17 кН · м, h0 = 0,056 м.

 =

 = ;

Схема усилий, приведенная на рисунке 3.2, верна при , где граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона  определяется по формуле[1]

Условие  (0,225< 0,531) выполняется, схема верна. Площадь рабочей арматуры сетки С1 (i =1)определяется по следующим формулам:

 ≥ = ;

 ≥ 0,1 · 1,000 · 0,056 / 100;

Аs1 = 463 · 10 -6 м2 > 56 · 10 -6 м2 (Аs1 = 463 мм 2 >  = 56 мм 2);

;

;

Аs1 = 463 · 10 -6 м2 > 56 · 10 -6 м2 (Аs1 = 463мм 2 > 56 мм 2).

Принимаем по таблице 3.1[1] фактическую площадь арматуры A s1, r = 448 мм2 (Ǿ10 А 400, шаг U = 175 мм; 0,95 < (448/463) = 0.97 < 1,05 - хороший подбор).

Расчет прочности по нормальным сечениям во втором пролете

(i = 2) и на опоре С (i = 4),

где М = М2 = | M4 | = 6,117 кН · м, h0 = 0,056 м.

 = ;

 =  < 0, 531;

;

 ≥ ;

 ≥  = 56 · 10 -6 м 2;

.8· 10-6 м2 > 56 · 10 -6 м 2 (334.8мм 2 > 56 мм2).

Принимаем по таблице 3.1 фактическую площадь арматуры сеток С2, С4 A s2, r = 335мм2 (Ǿ8 А 400, шаг U = 150 мм; 0,950 < (335/334.8) = 1.0006 < 1, 050).

Расчет прочности по нормальному сечению на второй от края опоре В (i = 3), где М= M3 = -7,0 кН · м, h0 = 0,56 м

 = ;

 =  < 0, 531;

 ≥ ;

 ≥  = 56 · 10 -6 м 2;

.6 · 10-6 м2 > 56 · 10 -6 м 2 (319,1 мм 2 > 66 мм2).

Принимаем по таблице 3.1 фактическую площадь арматуры сетки С3

A s3, r = 377 мм2 (Ǿ6А 400, шаг U = 75 мм; 0,950 < (377 / 388.6) = 0.97 < 1, 050).

Проверка прочности нормальных сечений плиты по предельному моменту Mu при защитном слое бетона ab = 10 мм, Rb= 13.05 МПа, Rs = 355 МПа выполнена в таблице 4. Прочность сечений обеспечена, критерий прочности выполняется: 0,950 <  < 1,100.

Таблица 4 - Проверка прочности нормальных сечений плиты

№ сечения i                Высота сжатой зоны бетона Коэффициент

армирования

%Предельный момент

кН · мЗначение

Площадь монтажной арматуры сеток Asw определяется по выражению Asw ≥ 0.1· As;

Asw ≥ 0, 1 · 463 мм 2; Asw ≥ 46.3мм 2.

Принимаем фактическую площадь монтажной арматуры сеток С1- С4 по сортаменту Asw, r = 50.4 мм 2 (Ǿ4 В500, шаг V = 250 мм; Asw, r =A so · b / V = 12,6 ·1000 /250 = 50.4 мм 2).

3.3 Конструирование плиты

Плита армирована в крайних пролетах сетками С1, в средних - сетками С2, над вторыми от края опорами - сетками С3, над остальными опорами - сетками С4. Длины всех сеток Lс одинаковы и определяются шириной плиты Bp, длиной зоны опирания плиты на стену  при привязках осей ao = 250 мм, a′o = 255мм:

Bp = lb - ao - a′o + 2 · = 5,800 - 0,250 - 0,255 + 2 · 0,060 = 5,415м;с = Bp - 2 · ab = 5,415 - 2 · 0,010 = 5,395 м.

Ширины Вс1, Вс2 пролетных сеток C1, C2 определяются шириной армируемых пролетов плиты Bp1, Bp2 и величиной запуска арматуры ∆ от минимальной величины ∆min= 0 до максимальной ∆max = 20 мм за грань второстепенной балки. Максимальная Вс1, мах и минимальная Вс1, мin ширины сетки С1 при длине зоны опирания плиты на стену

 = 120 мм определяются по выражениям:= S - ao - bb /2 +  = 2.370 - 0,250 - 0,200 /2 + 0,120 = 2.14 м;

Вс1, мах = Bp1 - ab + ∆max = 2.14- 0,010 + 0,020 = 2,15 м;

Вс1, мin = Bp1 - ab + ∆min = 2.14 - 0,010 + 0 =2.13 м.

аналогично определяются размеры сетки С2:= S - bb = 2,36 - 0,2 = 2,16 м;

Вс2, мах = Bp2 + 2 · ∆max = 2,16 + 2 · 0,020 = 2,2м;

Вс2, мin = Bp2 + 2 · ∆min = 2,16 + 2 · 0 = 2,16м.

По требованию унификации принимаем ширину сеток С3, С4 одинаковыми и определяемыми по условию

Вс3,Вс4≥/2+bb;

Вс3, Вс4 ≥ 2,36 / 2 + 0,200; Вс3, Вс4 ≥ 1,38 м.

Принимаем следующие размеры сеток при длине Lс = 5,395 м, перепуске ∆ = 10 мм: ширина сетки С1 - Вс1 = 2.14м;

сетки С2-Вс2= 2,18 м;

сетки С3 - Вс3 = 1,4 м;

сетки С4 - Вс4 = 1,4 м.

Выполним конструирование сетки С1 (U = 175 мм, V = 250 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n1 при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры К1 = К2 = 25 мм определяется по выражению= (Lc - 2 · К1) / U = (5,395 - 2 · 0,025) / 0,175 = 30.54;

принимаем n1 = 30, вычислим доборный шаг U1 (U1 ≥ 50 мм)= Lc - n1 · U - 2 · К1 = 5,395 - 30· 0,175- 2 · 0,025 = 0,095м > 0.050 м,

Поэтому принимаем

Число шагов n2 монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К = 15 мм определяется по выражению= (Вс1 - 2 · К1) / V = (2.18 - 2 · 0,015) / 0,250 = 8.44;

принимаем n2 = 8, вычислим доборный шаг V1 (V1 ≥ 50 мм)= Вс1 - n2 · V1 - 2 · К = 2.14 - 8 · 0,250 - 2 · 0,015 = 0,110 м > 0,050 м.

Выполним конструирование сетки С2 (U = 150 мм, V = 250 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n1 при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры К1 = 25 мм, К2 = 15мм определяется по выражению= (Lc - К1-К2) / U = (5,395 - 0,025·2) / 0,150 = 35.63;

принимаем n1 = 35, вычислим доборный шаг U1 (U1 ≥ 50 мм)= Lc - n1 · U - К1-К2= 5,395 - 35 · 0,150 -0,025·2 = 0,095 м  0,050 м,

Число шагов n2 монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К =15 мм определяется по выражению= (Вс2 - 2 · К) / V = (2,18 - 2 · 0,015) / 0,250 =8.6;

принимаем n2 = 8, вычислим доборный шаг V1 (V1 ≥ 50 мм)= Вс2 - n2 · V - 2 · К = 2,18 - 8 · 0,250 - 2 · 0,015 = 0,15 м > 0,050 м.

Выполним конструирование сетки С3 (U = 75 мм, V = 250 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n1 при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры К1 = К2 = 25 мм определяется по выражению= (Lc - 2 · К1) / U = (5,395 - 2 · 0,025) / 0,075 = 71.3;

принимаем n1 = 71, вычислим доборный шаг U1 (U1 ≥ 50 мм)= Lc - n1 · U - 2 · К1 = 5,395 - 71 · 0,075 - 2 · 0,025 = 0,02 м ≤0,05.

Число шагов n2 монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К = 15 мм определяется по выражению= (Вс3 - 2 · К) / V = (1,4- 2 · 0,015) / 0,250 = 5.48;

принимаем n2 =5, вычислим доборный шаг V1 (V1 ≥ 50 мм)= Вс3 - n2 · V1 - 2 · К = 1,4 - 5· 0,250 - 2 · 0,015 = 0,12 м >=0,050 м.

Выполним конструирование сетки С4 (U = 150 мм, V = 250 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n1 при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры К1 = 25 мм, К2 = 25мм определяется по выражению= (Lc - К1-К2) / U = (5,395 - 0,025·2) / 0,150 = 35.63;

принимаем n1 = 35, вычислим доборный шаг U1 (U1 ≥ 50 мм)= Lc - n1 · U - К1-К2= 5,395 -35· 0,150 -0,025·2 = 0,195 м  0,050 м,

Число шагов n2 монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К = 15 мм определяется по выражению= (Вс4 - 2 · К) / V = (1,4 - 2 · 0,015) / 0,250 = 5.48;

принимаем n2 =5, вычислим доборный шаг V1 (V1 ≥ 50 мм)= Вс4 - n2 · V1 - 2 · К = 1,4 - 4· 0,250 - 2 · 0,0015 = 0,12 м >=0,050 м.

Армирование железобетонной монолитной плиты плоскими сетками представлено на рис.7.

Рис. 7

Рис. 8

Рис. 9

Рис. 10

4. Проектирование второстепенной балки перекрытия модуля А

Выполнить расчет и конструирование балки монолитного междуэтажного перекрытия модуля А при следующих исходных данных:

расстояние между балками в осях S = 2,37 м;

- пролет балки  = 5800 м

длина зоны опирания балки  = 0,250 м;

высота балки в первом приближении hb = 500 мм;

ширина ребра балки в первом приближении bb = 200 мм;

толщина плиты hf = 70 мм;

бетон тяжелый класса В25;

арматура стержневая продольная класса А 400;

арматура стержневая поперечная класса А 240;

постоянная нормативная нагрузка на перекрытие gn = 2.3 кН/м2;

длительная временная нормативная нагрузка на перекрытие vn = 14,00 кН/м2;

коэффициент надежности по ответственности  = 0,95;

граничная высота сжатой зоны бетона  = 0,531.

Расчетные характеристики материалов. Сопротивление бетона конструкции сжатию (с учетом коэффициента = 0,9) Rb = 14.5 · 0,9 = 13,05 МПа; сопротивление бетона конструкции растяжению Rbt = 1.05 · 0,9 = 0,945 МПа. Сопротивление продольной арматуры класса А400 растяжению = 355 МПа. Сопротивление поперечной арматуры класса А240 растяжению = 170 МПа.

4.1 Статический расчет балки

Расчетная схема балки приведена на рисунке 4.1., где расчетный пролет  =  - 0,255 = 5,800 - 0,255 = 5,545 м. Расстояние в свету между стенами  = - 0,505 =5,800 - 0,505 = 5,295 м. Расчет нагрузок на плиту выполнен в таблице 5.

Расчетная погонная нагрузка на балку

= qg + qv,

где q g = γn · (g · S + γg · (hb - hf) · bb · γf) = 0,95 · (4,455 · 2,37 + 25· (0,500 - 0,070) · 0,20 · 1,1) = 12,27 кН /м;

qv = γn · v · S = 0,95 · 16.8 · 2,37 = 37.83 кН /м;= qg + qv = 12.27 + 37.83 = 50.095 кН /м.

Расчетный изгибающий момент в наиболее нагруженном сечении 1-1= qb ·  / 8 = 50.095 · 5,5452 / 8 = 192.53 кНм;

Расчетная поперечная сила на опоре= qb ·  / 2 = 50.095 · 5,295 / 2 = 132.63 кН.

Рис. 11

Таблица 5 - Расчетные нагрузки на перекрытие, кН / м2

Вид нагрузки       Нормативная Нагрузка    Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная

4.2 Расчет балки по нормальному сечению

Нормальное сечение 1-1 балки имеет форму тавра с полкой толщиной = 70 мм в сжатой зоне бетона. Определим ширину  сжатой полки при = 70 мм > 0,1 · hb = 0,1 · 500 = 50 мм:

 = bb + / 3 = 0,200 + 5,545 / 3 = 2,048 м;

= S = 2,37 м.

Принимаем ширину сжатой полки тавра  = 2,37 м.

Высота балки hb, мм, во втором приближении принимается из диапазона от 70 · до 90 :

· = 70 ·  мм;

· = 90 · мм.

Принимаем следующие размеры балки во втором приближении: высота hb = 500 мм, ширина ребра bb = 200 мм (0,33 < 200 / 500 = 0,4 < 0,50).

Рабочая высота балки h0 = hb - а = 500 - 60 = 440 мм.

Определим положение нейтральной оси сечения по условию

;

;

192.53 кН · м < 876.82 кН · м.

Условие выполняется.

Граница сжатой зоны находится в полке (x < ), сечение 1 - 1 (рис. 4.2.) рассчитывается как прямоугольное высотой hb = 500 мм (h0 = 440мм), шириной = 2,37 м. Площадь продольной рабочей арматуры As определяется с использованием безразмерных коэффициентов:

 = ;

 ≤ ;

; = 0,0327 < 0,531;= · h0 = 0,0327 · 440 = 14.38 мм < 70 мм;

=1-0,5 · 0,0327= 0,984;

 ≥ ;

 м2 ≥ ;

=  =  м2;= 1253 мм2 >  = 88 мм2.

Принимаем продольную рабочую арматуру площадью As, r = 1344мм2

(2Ø 20 + 2Ø 20 A 400, где площадь 2Ø 20 - As1 = 628 мм2, площадь 2Ø 20 - As2 = 628 мм2 (628 мм2 + 628 мм2 = 1256 мм2)).

Схема опирания и армирования балки плоскими сварными каркасами приведена на рисунке. Балка армирована двумя плоскими сварными каркасами КР1, КР1н (число каркасов nk = 2) Конструктивная схема сечения 1-1 приведена на рисунке 12.

as1 = ab + dw/2 мм;= 20+20/2 =30

Принимаем as1=40 мм;= as1 + v1 = 40 + 60 =100 мм;==(628·40+ 628 ·100) / (628 + 628) = 70 мм;=hb-a=500-70=430мм;= 13,05 МПа, Rs = 355МПа.

=кН · м.

Mult / M = 188,52 / 192,53 = 0,979 (прочность обеспечена).

; ;

,46% > 0,1% ( - сечение железобетонное, схема усилий верна).

4.3 Расчет прочности балки по сечению 2 - 2, наклонному к продольной оси, на действие поперечной силы

. Принимаем класс поперечной арматуры А240 и диаметр поперечных стержней dw =10 мм,  = 78,5 мм2 (d /3 = 28 / 3 = 9,33 мм; 10 мм > 9,33 мм).

. Вычисляем площадь сечения поперечных стержней двух каркасов=  = 2 · 78,5 = 157,0 мм2.

. Назначаем шаг поперечной арматуры на приопорных участках длиной не менее  /4 = 5,295 / 4 = 1.32м: Sw1 ≤ 0,5 · h0 = 0,5 · 450 = 225 мм; Sw1 ≤ 300 мм. На остальной части балки длиной не более / 2, где прочность наклонного сечения обеспечивается только бетоном (Q ≤ Qb1), шаг поперечной арматуры Sw2 ≤ 0,75 · h0 = 0, 75 · 430 = 332.5мм; Sw2 ≤ 500 мм.

Принимаем Sw1 = 200 мм, Sw2 =300 мм (Sw2 / Sw1 = 300 / 200 = 1,5 < 3,0).

. Шаг поперечной арматуры Sw1 = 200 мм должен быть меньше максимального шага Sw,max (Sw1 ≤ Sw,max), определяемого по формуле:

м > 200 мм.

. Определяем погонное усилие в поперечной арматуре и проверяем условие

qsw = Rsw · Asw / Sw1 = 170000 · 157,0 · 10-6 / 0,2 = 133.45 кН / м;≥ 0,25 · Rbt · bb;

,45 ≥ 0,25 · 945 · 0,200;

,45 кН / м > 47.25 кН / м,

(поперечная арматура полностью учитывается в расчете сечения).

Рис. 12

6. Вычисляем момент Mb = 1,5 · Rbt ·b· =1,5·945·0,200·0,4302=52.42 кН·м.

. Определяем погонную эквивалентную нагрузку=qg+0,5·qv=12.27 +0,5·37.83=31.185 кН / м.

. Вычисляем проекцию опасного наклонного сечения С: при условии

;

 1.30 м≤ 1,33 м (выполняется);=== 0,399 м < 3 · 0,430=1,29м.

В расчете принимать значение С не более 3 · h0=3·0.430=1.29; С = 0,7 м, но С0 не более 2 · h0 (С0 = 0,7 м  2 · 0,430 = 0.860 м).

Рис. 13

. Схема усилий при расчете балки по наклонному сечению 2-2 на действие поперечной силы Q приведена на рисунке 13. Проверяем условие обеспечения прочности Q ≤ Qb + Qsw при входящих компонентах:= Qmax - q1 · С = 132.63 - 31.185 ·0.7 = 110.8кН;= Mb /C ≥ Qb, min = 0,5 · Rbt · bb · ;= 52.42 / 0,7 ≥ Qb, min = 0,5 · 945 · 0,200 · 0,430; 74,89 кН > 40,64 кН.= 0,75 · qsw · C0 = 0,75 · 133,45· 0,7 = 70,06 кН.≤ Qb + Qsw; 110,8≤ 74.89 +70,06;

Условие прочности по поперечной силе обеспечено:110,8 кН<144.95 кН.

. Проверяем прочность сжатой бетонной полосы по формуле (6.65[2])

;

;

Прочность сжатой полосы бетона между наклонными трещинами обеспечена:

,63 кН < 336.69 кН.

При С <  / 4 (0,7 м< 5,295 / 4 = 1.32 м) длина приопорных участков балки принимается  ≥  / 4 = 5,295/ 4 = 1.32м, длина средней части балки

 ≤  - 2 · ;

 ≤ 5,295 - 2 · 1.32 = 2,66 м.

Рис. 14

Рис. 15

4.4 Эпюра материалов

В соответствии с Правилами [2] допускается обрыв двух стержней продольной арматуры 2Ø 20 А 400 (площадь As2 = 628 мм2 ≤ 0,5 ·As = 0,5 · 1256 = 628 мм2). После обрыва стержней в сечении остается продольная арматура площадью As1 = 628 мм2, рабочая высота сечения h0 = hb - a = 500 - 40 = 460 мм. Предельный изгибающий момент , который выдерживает сечение с арматурой 2Ø 20 А400, определяется при фактическом значении относительной высоты сжатой зоны бетона

=

 кН· м.

Место теоретического обрыва (м.т.о) смещено от опоры в пролет на величину х1, определяемую графически или из решения уравнения:· (х1)2 / 2 - Qmax · х1 +  = 0;

,185 · (х1)2 /2 - 132,63 · х1 + 123,14 = 0; х1 = 1,07 м.

Расчетное значение поперечной силы= Qmax - q1 · х1 = 132,63 - 31,185 · 1.07 = 99,26 кН.

Прочность наклонного сечения по моменту обеспечена при достаточной длине зоны анкеровки w обрываемой арматуры. При выполнении условия/ (2 · qsw) > h0; 99,26/ (2 · 133,45) = 0.37 м < 0,460м.

Так как условие не выполняется, то w= Q3 / (2 · qsw)+ 5 · ds; w ≥ 20 · ds.=99,26/(2*133,45)+ 5 · 0,020 = 0,47 м;≥ 20 · 0,020= 0,400 м.

Принимаем длину зоны анкеровки обрываемой арматуры w =470 мм. Расстояние от начала каркаса до обрываемого стержня, мм, x2 = х1 - w + 240 = 1070 - 570 + 240 = 740мм. Принимаем x2 = 740 мм (кратно 5 мм).

4.5 Расчет в программе SCAD Office

Сопротивление ж/б сечений

Расчет выполнен по СНиП 2.03.01-84* (Россия и другие страны СНГ)

Коэффициент надежности по ответственности n = 0,9

Длина элемента 5,545 м

Коэффициент расчетной длины в плоскости XoY 1

Коэффициент расчетной длины в плоскости XoZ 1

Случайный эксцентриситет по Z принят по СНиП 2.03.01-84* (Россия и другие страны СНГ)

Случайный эксцентриситет по Y принят по СНиП 2.03.01-84* (Россия и другие страны СНГ)

Конструкция статически неопределимая

Силовая плоскость

Рис. 16

Сечение

Бетон

Вид бетона: Тяжелый

Класс бетона: B25

Условия твердения: Естественное

Коэффициент условий твердения 1

Коэффициенты условий работы бетона

Учет нагрузок длительного действия b2 0,9

Результирующий коэффициент без b2 1

Трещиностойкость

Категория трещиностойкости - 1

Результаты расчета по комбинациям загружений= 0 кН= 192,53 кН*м= 0 кН

Коэффициент длительной части 1

Коэффициент использования 7,442 - Момент, воспринимаемый сечением, при образовании трещин

Коэффициент длительной части 1

5. Проектирование каменных конструкций

.1 Проверка прочности кирпичной стены

Проверить несущую способность поперечной кирпичной стены здания, расположенной по координационной оси 8 (рисунок 1.1). Расчетная нагрузка собирается с грузовой площади 5, имеющей размеры Агр = × S. Расчетное сечение стены - прямоугольник с размерами, мм, h × b = 510 × 2370. Высота стены равна высоте двух этажей: lc= 2*4,2=8,4 м (рис. 5.1), расчетные нагрузки на перекрытие: постоянная g =4,73 кН /м2, временная v = 16,8 кН /м2. Кладка сплошная (R = 1100 кН /м2) с объемным весом = 18,0 кН /м3. На кирпичную стену опираются две второстепенные балки и плиты модулей А, Пр. Глубина заделки балок в стену - 250 мм, плит - 60 мм.

) сетка внутренних опор (столбов), м, × = 7,100 × 5,800;

2) шаг второстепенных балок (наибольший), м, S = 2,370;

) высота этажа, м, Hэ = 4,200;

) число перекрытий np = 2;

) толщина пола, мм, hp = 100;

) толщина плиты перекрытия, мм, hf = 70;

) сечение ригеля, мм, hr × br = 800 × 300;

8) сечение второстепенной балки, мм, hb × bb = 500 × 200;

9) нормативные нагрузки на перекрытие, кН /м2, постоянная от веса пола, переборок gn = 2,3; длительная временная от веса оборудования vn = 14,00;

) коэффициент снижения временной нагрузки столбов и стен, воспринимающих нагрузку от двух перекрытий и более  = 0,90;

) марка кирпича 75;

) марка цементно-известкового раствора 25;

) коэффициент надежности по ответственности = 0,95.

Решение.

Расчетная схема. Конструкция и нагрузка симметричны относительно оси стены, совпадающей с координационной осью 8. Следовательно, стена является центрально - сжатым элементом. Расчетная схема стены приведена на рисунке 5.2. для наиболее нагруженного пролета первого этажа, где расчетная длина стержня l0 = 0,8 · H = 0,8 · 4.20 = 3,36 м.

Расчетное сечение 1 - 1 находится выше уровня чистого пола на расстоянии  = Hэ /3= 4.2 /3 = 1.4 м, где коэффициенты φ, η соответствуют табличным.

Сбор нагрузок. Нагрузка собирается с площади перекрытия Агр =  × S = 5,800 · 2,37 = 13,746 м2, на которой расположен участок второстепенных балок длиной  = 5,800 м.

Нагрузки от перекрытия постоянные:

вес пола, перегородок, железобетонной плиты= · g · Агр = 0,95 · 4,73 · 13,746 = 61,77 кН;

вес ребра второстепенной балки

Gb = ·· bb ·(hb - hf)··=0,95·25,0·0,200·(0,500 -0,070) · 5,800 · 1,1 = 12,35 кН.

-временная длительная нагрузка с учетом коэффициента снижения  = 0,90:= · v · Агр ·  = 0,95 · 16,8 · 13,746 · 0,90 = 197,45 кН.

Суммарная нагрузка от одного перекрытияp = Gp + Gb + F = 61,77 + 12,35 + 197,45= 271,57 кН.

Суммарная нагрузка от двух перекрытийp = N1p · np = 271,57 · 2 = 543,14кН.

Постоянная нагрузка от веса кладки в сечении 1 - 1 при высоте стены  от отметки + 1.500 до отметки + 8.40 (=8,4-1.50= 6,9 м;  = 1,1):к = ·· h · b · ·  = 0,95 · 18,0 · 0,510 · 2,37 · 6,9 · 1,1 = 156,86 кН.

Вес стены Gс с учетом веса штукатурки больше веса кладки на величину от 7 до 8%с = 1,08 · Gк = 1,07 · 156,86 = 169,43 кН.

Суммарная сжимающая сила в расчетном сечении 1 - 1 от нагрузки с перекрытия и собственного веса стены:= N2p + Gс = 543,14 + 169,43= 712,57 кН.

Несущая способность стены Nult определяется по формуле (10)[3] расчета неармированного центрально - сжатого элемента:

= ,

где Ar - фактическая площадь расчетного сечения стены,= h · b= 0,510 · 2,37= 1,2087 м2 > 0,300 м2 (расчетное сопротивление кладки не корректируется).

По фактическим размерам поперечного сечения уточняем линейным интерполированием значения коэффициентов , mg: =  / h =3,36/0,510 = 6,59;  = 0; mg = 1,0, так как <10. По таблице гибкости = 6 соответствует= 0,96, гибкости  = 8 соответствует  = 0,92.

Приращение гибкости

= ( - )/ ( - ) = (6,59 - 6.00)/(8,00 - 6,00) = 0,295. Интерполированное значение коэффициента продольного изгиба  вычисляем по выражению:  =  + · ( - ) = 0.96 + 0,292 · (0,92 -0.96) = 0,9482.= 1,0 · 0,9482 · 1100 · 1,2087 = 1260,7 кН.

Вывод. Несущая способность (прочность) стены достаточна при выполнении условия Nult ≥ N (1260,7 кН > 712,57 кН). Условие выполняется, прочность стены обеспечена.

Рис. 16

Рис. 17

Заключение

В результате выполнения данного курсового проекта по дисциплине «Строительные конструкции» мы изучили действующие нормы СНиП «Бетонные и железобетонные конструкции» приобрели навыки в самостоятельном подборе и проверке сечений железобетонных конструкций, в результате чего было спроектировано производственное трехэтажное здание судоремонтного завода с кирпичными несущими стенами.

По результатам проведенных расчетов можно сделать вывод, что все проверки по прочности выполняются, следовательно, прочность и жесткость спроектированного здания обеспечена.

Список использованных источников

1. К.Н. Пряничников. Железобетонные и каменные конструкции производственного здания. Расчет и конструирование: учебно -методическое пособие / К.Н. Пряничников. -Н. Новгород: Изд-во ФГОУ ВПО «ВГАВТ»,2007. - 76 с.

. СП 52 - 101 - 2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры / ГУП НИИЖБ Госстроя России. - М.: ГП ЦПП, 2004. - 54 с.

. ГОСТ 21.501-93. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. - М.: Изд-во стандартов, 1996. - 41 с.

. СНиП II-22-81.Каменные и армокаркасные конструкции/Минстрой России. -М.:ГУП ПП,1995. -40с.