Проектирование четырехэтажного промышленного здания

zhbk.dwg

Отлив из оцинкованной стали
Дерев. подокон. доска
Оконный деревян. блок
БР. 100.208 ГОСТ 6665-91
Бетонная подготовка КПВ75
Трамбованный щебень 1200ФР20-40
Керамическая плитка 20
ЦПР ГОСТ 28013-98 40
Выравнивающая стяжка 10
Бетонная подготовка 50
Черновая стяжка КЛ15 (200) 70
Асфальтобетон мелкозернистый 50
Щебень уплотненный 150
Жесткий утеплитель 100
Песок средне крупности 200
Минеральная вата 120
Воздушная прослойка 20
Минеральная вата 170
Алюминий (ГОСТ 22233-83) 8
Воздушная пройслойка 20
Гидроизоляция обмазочная
Стена бетон h=800 мм
Второстепенная балка
Грузовая площадь второстепенной балки
Грузовая площадь плиты
Схема расположения монолитного ребристого перекрытия на отметках + 4
Схема армирования монолитной плиты перекрытия на отметках + 4
0 (непрерывное армирование)
армирование балки показано условно
Балка Бм2 (опалубочная схема)
Балка Бм2 (схема армирования)
Редактируемая версия
Схема расположения монолитного ребристого перекрытия
Схема армирования монолитной плиты перекрытия
(непрерывное армирование)
Ведомость расхода стали

zhbk.docx

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
«Санкт-Петербургский государственный
архитектурно-строительный университет»
Кафедра Железобетонных и каменных конструкций
Курсовой проект по дисциплине:
Железобетонные и каменные конструкции
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЧЕТЫРЕХЭТАЖНОГО
ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Исходные данные для проектирования четырехэтажного промышленного здания3
Глава 1. ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКТЫТИЯ3
РАЗБИВКА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ4
РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ5
1.Сбор нагрузок. Статический расчет плиты5
2.Характеристики материалов11
3.Определение толщины плиты12
4.Расчет продольной арматуры в плите14
РАСЧЕТ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ18
1.Сбор нагрузок. Статический расчет второстепенной балки18
2.Характеристики материалов24
3.Определение высоты сечения второстепенной балки25
4.Расчет продольной рабочей арматуры27
5.Расчет прочности второстепенной балки при действии поперечных сил29
5.1. Расчет второстепенной балки по полосе между наклонными сечениями31
5.2. Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил31
5.3. Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие моментов38
Исходные данные для проектирования четырехэтажного промышленного здания
Глава 1. ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКТЫТИЯ
В соответствии с заданием требуется запроектировать монолитное ребристое перекрытие четырехэтажного здания промышленного типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 384 м В = 226 м. Здание с неполным каркасом: наружные стены – кирпичные несущие толщиной 510 мм внутренний каркас из монолитного железобетона (монолитное ребристое перекрытие и колонны). Привязка разбивочных осей к внутренним граням стен принята равной 120 мм.
Оконные проемы в здании приняты шириной 24 м высотой 21 м. Высота этажей между отметками чистого пола hэт = 44 м. Размеры сечения монолитных железобетонных колонн 400×400 мм. Временная нагрузка нормативная на всех междуэтажных перекрытиях vn = 10 кНм2 в том числе кратковременная vnsh = 15 кНм2.
Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны. Кровельное покрытие опирается только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы. Промежуточные колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.
Классы бетона и арматуры выбираются проектировщиками в соответствии с действующими нормативными документами.
Состав пола на междуэтажных перекрытиях и на первом этаже принимается типовым в зависимости от назначения помещения и характера технологии производства в нем.
Монолитное ребристое перекрытие состоит из главных балок второстепенных балок и плит связанных в единое целое. Главные балки опираются на колонны и наружные стены. В промышленном здании главные балки располагают в поперечном направлении (вдоль цифровых осей). Второстепенные балки размещают перпендикулярно главным балкам (вдоль буквенных осей) так чтобы ось одной из балок совпадала с осью колонн. Второстепенные балки опираются на монолитно связанные с ними главные балки и наружные стены.
РАЗБИВКА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
При рекомендуемых величинах пролетов второстепенных балок от 50 до 70 м главных балок от 60 до 80 м в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданных в свету длине здания L = 384 м и ширине В = 226 м могут быть приняты шесть пролетов второстепенных продольных балок и четыре пролета главных поперечных балок. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 10% крайних пролетов балок в сравнении со средними получим
L = 384 = l вбкр + n вбcр × l вбcр + l вбкр = 09 l вбкр + n вбcр × l вбcр + 09 l вбкр =
= (18 + n вбcр) l вбкр
где n вбcр – количество средних пролетов второстепенной балки шт.
Принимая с округлением средние пролеты второстепенных балок l вбcр = 66 м получим величину крайних пролетов
При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 18 до 25 м в каждом из четырех пролетов главных балок могут расположиться по три пролета плиты. С учетом рекомендаций о целесообразности уменьшения до 20% крайних пролетов плиты в сравнении со средними получим
B = 226 = l пкр + n пcр × l пcр + l пкр = 08 l пкр + n пcр × l пcр + 08 l пкр =
= (16 + n пcр) l пкр
где n пcр – количество средних пролетов плиты шт.
Принимая с округлением средние пролеты плиты l пcр = 20 м получим величину крайних пролетов
РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
1.Сбор нагрузок. Статический расчет плиты
В соответствии с п. 5.4 пособия к СП 63.13330 [1] толщина плиты монолитных ребристых перекрытий промышленных зданий принимается не менее 60 мм. Принимаем толщину плиты hf = 80 мм.
Для определения расчетных пролетов плиты задаемся приближенно размерами поперечного сечения второстепенных балок:
Высоту и ширину второстепенной балки округляем в большую сторону кратно 50 мм. Принимаем hвб = 550 мм bвб = 200 мм.
Однако для обеспечения требований к минимальному расстоянию в свету между стержнями арматуры в соответствии с п. 10.3.5 СП 63.13330 [2] для размещения арматурных стержней в опорных сечениях второстепенной балки принимаем ее ширину bвб = 250 мм.
В курсовом проекте не выполняется расчет главной балки поэтому ее размерами задаемся приближенно bгб = 300 мм.
Полученное значение округляем в большую сторону кратно 50 мм тогда hгб = 700 мм.
За расчетные пролеты плиты принимаем:
в средних пролетах – расстояния в свету между гранями второстепенных (или главных) балок;
в крайних – расстояния от граней второстепенных (или главных) балок до середины площадок опирания плиты на стену (Рис. 2).
Крайний расчетный пролет железобетонной плиты (или балки) определяется до середины площадки опирания на стену так как эпюра давления плиты на стену принимается равномерно-распределенной (Рис. 3а) соответственно равнодействующая реакция будет находиться в середине этой площадки опирания.
Возможен также вариант принятия треугольной эпюры давления (Рис. 3б) в данном случае расстояние до равнодействующей будет равняться 13 длины площадки опирания от внутренней грани стены.
Рис. 1. Схема расположения монолитного ребристого перекрытия на отметках + 4350; + 8750; + 13150
Определяем расчетные пролеты плиты в коротком направлении. При ширине второстепенных балок bвб = 250 мм и величине опирания плиты на стену в коротком направлении аоп = 120 мм (полкирпича) получим
lкр = l пкр – 05 bвб + 05 аоп = 2200 – 05 × 250 + 05 × 120 = 2135 мм
lср = l пср – 2 × 05 bвб = 2600 – 2 × 05 × 250 = 2350 мм.
Расчетные пролеты плиты в длинном направлении при ширине главных балок bгб = 300 мм и величине опирания плиты на стену в нерабочем направлении аоп = 120 мм (полкирпича)
l длкр = l вбкр – 05 bгб + 05 аоп = 6000 – 05 × 300 + 05 × 120 = 5910 мм
l длср = l вбср – 2 × 05 bгб = 6600 – 2 × 05 × 300 = 6300 мм.
Рис. 2. Разрезы 1-1 2-2. Определение расчетных пролетов плиты
Рис. 3. Опирание монолитной плиты на стену: а) равномерно-распределенная эпюра давления б) треугольная
Для определения расчетной схемы плиты выбираем минимальное соотношение расчетных пролетов длинного направления к короткому
По соотношению длинной и короткой сторон
плита условно рассчитывается как балочная неразрезная многопролетная работающая в коротком направлении (рис. 4) [3].
Для расчета монолитной плиты вырезаем условную полосу шириной 1 м вдоль рабочего (короткого) направления. Сбор нагрузок приведен в Табл. 1.
Сбор нагрузок на 1 погонный метр плиты монолитного ребристого перекрытия
Нормативная нагрузка кНм
Коэффициент надежности по
Расчетная нагрузка кНм
Вес пола из цементного раствора с затиркой
Вес железобетонной плиты
hf = 008 м γ = 25 кНм3
Временные нагрузки (по заданию)
Равномерно-распределенная
Постоянная + длительная
Коэффициенты надежности по нагрузке (γf)- коэффициент учитывающий в условиях нормальной эксплуатации сооружения возможное отклонение нагрузок в неблагоприятную (большую или меньшую) сторону от нормальных значений [4].
Коэффициенты надежности по нагрузке принимаются в соответствии с СП 20.13330 [4]: 13- для стяжки выполняемой на строительной площадке; 11- для железобетонных конструкций по табл. 7.1 п 7.2; 12- для равномерно-распределенной нагрузки нормативное значение которой больше 20 кПа п.8.2.7.
Коэффициент надежности по ответственности сооружений (γn) учитывает уровень ответственности строительного объекта и принимается по ГОСТ 27751-2014 «Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения» [5]. По приложению А устанавливается класс сооружения затем по табл. 2 п. 10.1 определяется значение γn. Для здания нормального уровня ответственности (класс сооружений КС-2) γn = 10 для расчетов по первой группе предельных состояний; γn = 10 для расчетов по второй группе предельных состояний согласно п. 10.3.
Находим значения расчетных нагрузок на 1 погонный метр плиты с учетом коэффициента надежности γn
постоянная расчетная нагрузка:
g = γn × 331 = 10 × 331 = 331 кНм
временная расчетная нагрузка:
v = γn × 12 = 10 × 12 = 12 кНм
полная расчетная нагрузка:
q = γn × 1531 = 10 × 1531 = 1531 кНм
постоянная и временная длительная расчетная нагрузка:
q1 = γn × 1351 = 10 × 1351 = 1351 кНм.
Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите с равными или отличающимися не более чем на 20% пролетами
определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры в соответствии с п. 2.2 и 3.2 [3] по формулам:
в средних пролетах и над средними опорами:
над второй от конца опорой при армировании рулонными сетками (непрерывное армирование)
над второй от конца опорой при армировании плоскими сетками (раздельное армирование)
где l – больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет.
2.Характеристики материалов
Характеристики материалов определяем по таблицам СП 63.13330 [2].
Для монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В25 согласно указаниям п. 5.2.14 СП 430.1325800 [6].
При классе бетона по прочности на сжатие В25 (тяжелый бетон) по табл. 6.8 [2] находим расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой группы Rb = 145 МПа Rbt = 105 МПа. Значение начального модуля упругости бетона при сжатии определяем по табл. 6.11 [2] Eb = 30 000 МПа.
Согласно п. 6.1.12 [2] в необходимых случаях расчетные значения прочностных характеристик бетона умножаются на коэффициенты условий работы в частности коэффициент γb1 вводимый к расчетным сопротивлениям Rb и Rbt и учитывающий влияние длительности действия статической нагрузки. В соответствии с п. 3.1.3 [1] проверяем соотношение усилий (изгибающего момента) от постоянных и длительных нагрузок к усилию от полных нагрузок
Определяем момент от действия постоянной и временной длительной расчетной нагрузки q1 на опоре B
Арматуру в плите перекрытия принимаем для двух вариантов армирования:
класса В500С с расчетным сопротивлением Rs = 415 МПа (табл. 6.14 [2]) модулем упругости Еs = 200 000 МПа (п. 6.2.12 [2]) при армировании рулонными сварными сетками (непрерывное армирование);
класса А500С с расчетным сопротивлением Rs = 435 МПа (табл. 6.14 [2]) модулем упругости Еs = 200 000 МПа (п. 6.2.12 [2]) при армировании плоскими сварными сетками (раздельное армирование).
3.Определение толщины плиты
При расчете монолитной плиты перекрытия принимаем прямоугольное расчетное поперечное сечение высотой hf и шириной 1000 мм. Необходимую толщину плиты перекрытия определяем при среднем оптимальном коэффициенте армирования по максимальному моменту Mmax = МВ = 769 кН·м.
Расчет по прочности нормальных сечений изгибаемых элементов производится в зависимости от соотношения относительной высоты сжатой зоны бетона () и граничной относительной высоты сжатой зоны бетона (R) при которой предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения равного расчетному сопротивлению RS (п. 8.1.5 [2]).
Изгибаемые железобетонные элементы рекомендуется проектировать из условия ≤ R в таком случае в предельном состоянии в рабочей растянутой арматуре достигаются напряжения равные физическому (или условному) пределу текучести таким образом прочностные свойства арматуры реализуются в полной мере а разрушение носит пластический характер. При > R напряжения в арматуре не достигнут предела текучести такой элемент является переармированным а разрушение происходит в результате исчерпания прочности бетона сжатой зоны и носит хрупкий внезапный характер. В связи с чем уравнения равновесия при расчете изгибаемого элемента по прочности нормальных сечений а значит и полученные на их основе формулы зависят от соотношения и R.
Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона и граничную относительную высоту сжатой зоны бетона для арматуры
– пластическое разрушение (по арматуре);
– пластическое разрушение (по арматуре).
Определяем относительную несущую способность для арматуры
Находим рабочую высоту сечения общую для двух вариантов армирования плиты
В соответствии с п. 10.3.2 СП 63.13330 [2] минимальное значение толщины защитного слоя бетона следует принимать:
-не менее 20 мм для конструкций эксплуатируемых в закрытых помещениях при нормальной и пониженной влажности;
-не менее диаметра стержня (предполагаем что максимальный диаметр рабочей арматуры 10 мм);
Из трех условий принимаем максимальное значение толщины защитного слоя бетона – 20 мм.
Полная высота сечения плиты при диаметре арматуры d = 10 мм и толщине защитного слоя 20 мм
h’f = h0 + a = 5812 + 25 = 8312 мм
Если h’f > 80 мм то полученную величину округляем в большую сторону кратно 10 мм. Принимаем h’f = 90 мм. Пересчитываем рабочую высоту сечения с учетом принятой толщины плиты
h0 = h’f – a = 90 – 25 = 65 мм.
4.Расчет продольной арматуры в плите
Армирование плиты в составе монолитного ребристого перекрытия осуществляется в основном сетками (рулонными либо плоскими) иногда отдельными стержнями.
Рассмотрим два варианта армирования плиты:
Непрерывное армирование (Рис. 5 6) которое осуществляется сварными рулонными сетками; используется арматура класса В500С. Диаметр стержней 5 мм. Рулонные сетки раскатываются вдоль главных балок поперек второстепенных. Рабочая арматура в сетках в продольном направлении.
Раздельное армирование (Рис. 7 8) которое осуществляется сварными плоскими сетками; используется арматура класса А500С. Диаметр стержней 8 мм. Плоские сетки укладываются вдоль второстепенных балок. В них рабочая арматура расположена в поперечном направлении.
В качестве распределительной арматуры будем применять арматурную проволоку класса Вр500 (Вр-I) диаметром 5 мм согласно ГОСТ 23279-2012 [7].
В качестве рабочей арматуры в арматурных сетках будем применять арматуру класса В500С или А500С в качестве конструктивной – Вр500.
Расчеты по определению необходимого количества рабочей арматуры в многопролетной неразрезной плите монолитного ребристого перекрытия сведены в табл. 2.
Площадь сечения распределительной арматуры в балочных плитах должна составлять не менее 10% площади сечения рабочей арматуры в месте наибольшего изгибающего момента [8].
следовательно можно учесть благоприятное влияние распора уменьшив действующий в сечении изгибающий момент а значит и площадь сечения арматуры.
Определяем изгибающий момент в средних пролетах и над средними опорами в осях 2 – 6.
Относительная несущая способность сечения:
Требуемая площадь рабочей арматуры в сетке:
Подбор арматурных сеток в плите монолитного ребристого перекрытия
Расчетные характеристики
Принятые сварные сетки
с площадью сечения рабочей арматуры As мм2м
На крайних участках между осями 1–2 и 6–7
As = 196 + 131 = 327
На крайних участках между осями 2-6
Если последняя цифра зачетной книжки четное число то на чертеж выносится непрерывное армирование монолитной плиты если нечетное – раздельное армирование. По варианту (24) делаем непрерывное армирование.
Рис. 5. Схема расположения арматурных сеток при непрерывном армировании
Рис. 6. Разрез 3-3 4-4. Непрерывное армирование
РАСЧЕТ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ
1.Сбор нагрузок. Статический расчет второстепенной балки
Расчетная схема второстепенной балки – многопролетная неразрезная конструкция. Опорами служат в крайних пролетах – кирпичная стена и главная балка в средних пролетах – главные балки.
За расчетные средние пролеты принимаются расстояния в свету между гранями главных балок а за расчетные крайние пролеты – расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены (Рис. 9).
Сбор нагрузок приведен на 1 м2 в Табл. 3.
Определяем расчетные пролеты второстепенной балки при ориентировочных ширине ребер главных балок bгб = 300 мм и величине опирания второстепенных балок на стены аоп = 250 мм
lкр = l вбкр – 05 bгб + 05 аоп = 6000 – 05 × 300 + 05 × 250 = 5975 мм
lср = l вбср – 2 × 05 bгб = 6600 – 2 × 05 × 300 = 6300 мм.
Рис. 9. Разрез 2-2 (к Рис. 1.)
Сбор нагрузок на 1 м2 второстепенной балки
h'f = 009 м γ = 25 кНм3
Вес второстепенной балки
hвб = 055м bвб= 025 м
Коэффициенты надежности по нагрузке принимаются в соответствии с СП 20.13330 [4]: 13 – для стяжки выполняемой на строительной площадке; 11 – для железобетонных конструкций по табл. 7.1 п. 7.2; 12 – для равномерно-распределенной нагрузки нормативное значение которой больше 20 кПа п. 8.2.7.
Находим значения расчетных нагрузок на 1 погонный метр для наиболее нагруженной второстепенной балки Бм2 с грузовой площадью шириной равной сумме двух половин пролетов плиты в осях то есть l пср = 21 м с учетом коэффициента надежности γn
g = γn × 452 × lпср = 10 × 452 × 26 = 1175 кНм
v = γn × 12 × lпср = 10 × 12 × 26 = 312 кНм
q = γn × 1652 × lпср = 10 × 1652 × 26 = 4295 кНм
q1 = γn × 1472 × lпср = 10 × 1472 × 26 = 3827 кНм.
Расчетные изгибающие моменты в неразрезных балках с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами
в соответствии с [3] определяются с учетом перераспределения усилий в следствие пластических деформаций бетона и арматуры. При количестве пролетов второстепенной балки пять и более за расчетную схему принимают пятипролетную неразрезную балку.
Огибающую эпюру моментов для второстепенной балки строят по двум схемам загружения равномерно-распределенной нагрузкой (Рис. 10)
-в нечетных пролетах действует полная нагрузка
q = g + v = 1175 + 312 = 4295;
-в четных – приведенная постоянная нагрузка
q1 = g + v = 1175 + × 312 = 1955.
-в нечетных пролетах действует приведенная постоянная нагрузка
q1 = g + v = 1175 + × 312 = 1955;
-в четных – полная нагрузка
q = g + v = 1175 + 312 = 4295.
Введение приведенной постоянной нагрузки учитывает приближенно изменение отрицательных моментов в пролете второстепенных балок обусловленное сопротивлением кручению главных балок. Главная балка создает дополнительные закрепления препятствующие свободному повороту опор второстепенных балок и этим уменьшает влияние временной нагрузки загруженных пролетов на незагруженные.
Величины максимальных пролетных и опорных моментов устанавливаются от действия полной расчетной нагрузки q = g + v по равномоментной схеме и могут быть определены по следующим формулам
над второй от конца опорой:
где l – больший пролет из примыкающих к опоре В расчетный пролет.
Рис. 10. Расчетные схемы второстепенной балки. Эпюры изгибающих моментов найденные с учетом их перераспределения
В общем случае величины изгибающих моментов при построении огибающей эпюры находят по формуле
где – коэффициент определяемый для отрицательных изгибающих моментов по Прил. 3 в зависимости от соотношения величин временной расчетной нагрузки к постоянной расчетной для положительных изгибающих моментов по Прил. 4; l – соответствующий расчетный пролет второстепенной балки (крайний или средний). Промежуточные значения коэффициентов из Прил. 3 устанавливаются интерполяцией.
Расчеты по определению величин изгибающих моментов для построения огибающей эпюры сведены в Табл. 4.
Огибающая эпюра изгибающих моментов и эпюра поперечных сил действующие во второстепенной балке представлены на Рис. 11.
К построению огибающей эпюры изгибающих моментов
Расчетный пролет l м
На расстоянии от левой опоры
Положительный изгибающий момент
Отрицательный изгибающий момент при соотношении vg = 3121175 = 2655
Примечания: разница в числах после запятой в значениях максимальных моментов в таблице и рассчитанных по формулам обусловлена округлением дробных чисел.
(1) для определения момента на опоре В принимаем больший расчетный пролет из примыкающих.
Рис. 11. Эпюры изгибающих моментов и поперечных сил действующих во второстепенной балке
Максимальным значениям изгибающих моментов а также отрицательных моментов во втором и средних пролетах (отмечены красной точкой на Рис. 10 11) соответствуют расчетные нормальные сечения в которых необходимо подобрать рабочую продольную арматуру.
Поперечные силы определяют от равномерно-распределенной полной нагрузки q по формулам
на крайних свободных опорах А:
на второй от конца опоре В слева:
Q левВ = – 06 × q ×
на второй от конца опоре В справа:
на всех остальных опорах:
Q правС = – Q левС = ± 05 × q × lср = ± 05 × 4295 × 63 = ± 13529 кН.
Для второстепенной балки принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В25 такой же как для монолитного железобетонного перекрытия. Расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой группы равны Rb = 145 МПа Rbt = 105 МПа (табл. 6.8 [2]). Значение начального модуля упругости бетона при сжатии Eb = 30000 Мпа.
Согласно п. 6.1.12 [2] определяем коэффициент условий работы бетона γb1 который зависит от соотношения усилий (изгибающего момента) от постоянных и длительных нагрузок к усилию от полных нагрузок
Определяем момент от действия постоянной и временной длительной расчетной нагрузки ql на опоре B
Ml = MlB = – 00715 × ql × l2 = – 00715 × 3827 × 632 = – 1086 кН · м
где l – больший из примыкающих к опоре В расчетный пролет
Второстепенная балка армируется вязаным каркасом:
-рабочая арматура класса А500С с расчетным сопротивлением Rs = 435 МПа модулем упругости Еs = 200000 МПа;
-поперечная и монтажная арматура класса А240 с расчетными сопротивлениями Rs = 210 МПа Rsw = 170 МПа модулем упругости Еs = 200000 МПа.
3.Определение высоты сечения второстепенной балки
Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту MВ = 121885 кН·м задавшись шириной ребра bвб = 250 мм и приняв относительную высоту сжатой зоны бетона = 03 поскольку в соответствии с [3] расчетные усилия в балке подсчитаны с учетом перераспределения усилий и возможного образования в опорных сечениях пластических шарниров.
Изгибающий момент в опорном сечении растягивает верхние волокна соответственно рабочая арматура будет располагаться в верхней зоне в предельном по прочности состоянии с появлением трещин плита выключается из работы поэтому свесы плиты не учитываются а за расчетное принимается прямоугольное сечение с одиночным армированием шириной bвб (Рис. 12).
Рис. 12. Расчетное сечение при определении высоты второстепенной балки
Определяем относительную несущую способность при = 03
αm = × (1 05 × ) = 03 × (1 05 × 03) = 0255.
Находим рабочую высоту сечения второстепенной балки
-не менее диаметра стержня (в первом приближении для определения рабочей высоты сечения второстепенной балки принимаем диаметр рабочей арматуры 25 мм);
Из трех условий принимаем максимальное значение толщины защитного слоя бетона – 25 мм.
Поскольку рабочая арматура в расчетном сечении второстепенной балки располагается в верхней зоне где также укладываются сварные арматурные сетки плиты учтем наличие сеток приняв величину защитного слоя бетона 35 мм.
Полная высота сечения второстепенной балки при диаметре арматуры d = 25 мм и толщине защитного слоя бетона 35 мм
hвб = h0 + a = 3866 + 475 = 4341 мм
Полученное значение высоты второстепенной балки hвб округляем в большую сторону кратно 50 мм. Принимаем hвб = 450 мм.
Пересчитываем рабочую высоту сечения второстепенной балки с учетом расположения рабочей арматуры в поперечном сечении:
h0 = hвб – a = 450 – 475 = 4025 мм;
h0 = hвб – a = 450 – 405 = 4095 мм
В первом приближении в запас принимаем диаметр поперечной арматуры dw = 8 мм. Величину защитного слоя бетона принимаем 20 мм поскольку фактическое расстояние до продольной рабочей арматуры с учетом диаметра хомута 20 + dw = 20 + 8 = 28 мм будет больше минимальной требуемой величины защитного слоя 25 мм в соответствии с п. 10.3.2 СП 63.13330 [2].
4.Расчет продольной рабочей арматуры
В соответствии с эпюрами изгибающих моментов плита работающая совместно с балкой в пролетах располагается в сжатой зоне поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне (Рис. 13).
Ширина полки вводимая в расчет в соответствии с п. 8.1.11 [2] принимается меньшей из двух величин
а также при выполнении условия
Расчет тавровых сечений зависит от положения границы сжатой зоны бетона поэтому проверяем условие
где М – изгибающий момент действующий в расчетном сечении; Mf – изгибающий момент воспринимаемый полкой таврового сечения определяемый по формуле
Определяем где пройдет граница сжатой зоны бетона в пролетных расчетных сечениях второстепенной балки при действии положительных изгибающих моментов
Мкр = 139534 кН·м Mf = 10665 кНм
Мср = 106543 кН·м Mf = 10665 кНм
Условия выполняются следовательно граница сжатой зоны бетона пройдет в полке таврового сечения в этом случае сечение рассчитывается как прямоугольное шириной bf.
Рис. 13. Расчетные сечения во второстепенной балке на действие положительных изгибающих моментов
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 с шириной равной bвб (Рис. 14а).
При действии в средних пролетах отрицательных моментов плита в них также оказывается в растянутой зоне поэтому за расчетное сечение балки также принимается прямоугольное сечение с шириной равной bвб (Рис. 14б).
Расчет продольной арматуры в пролетных и опорных сечениях второстепенной балки сведен в Табл. 5.
Подбор продольной рабочей арматуры во второстепенной балке
Рис. 14. Расчетные сечения во второстепенной балке на действие отрицательных изгибающих моментов
5.Расчет прочности второстепенной балки при действии поперечных сил
При расчете по прочности железобетонных элементов при действии поперечных сил должны быть обеспечены:
-прочность по полосе между наклонными сечениями;
-прочность по наклонному сечению на действие поперечных сил;
-прочность по наклонному сечению на действие момента.
Qmin > 05 × γb1 × Rbt × bвб × h0 (1)
где Qm 05 × γb1 × Rbt × bвб × h0 – соответствует образованию наклонной трещины.
Если условие (1) выполняется то поперечную арматуру устанавливаем по расчету иначе осуществляется конструктивное армирование.
Для расчетов по прочности при действии поперечных сил принимаем рабочую высоту сечения от верхней грани балки до продольной рабочей арматуры расположенной в нижней зоне h0 = 4095 мм.
Минимальное значение поперечной силы на опорах Qmin = QA = 10265 кН.
× γb1 × Rbt × bвб × h0 = 05 × 10 × 105 × 103 × 025 × 04095 = 5375 кН
следовательно поперечная арматура в балке должна устанавливаться по расчету.
Принимаем поперечную арматуру класса A240 с Rsw = 170 МПа (табл. 6.15 [2]). Согласно п. 10.3.12 [2] диаметр поперечной арматуры в вязаных каркасах изгибаемых элементов принимают не менее 6 мм.
Максимально допустимый шаг стержней поперечной арматуры у опор в соответствии с п. 10.3.13 [2]
sw ≤ 05 × h0 = 05 × 4095 = 205 мм;
В соответствии с п. 3.2.22 [1] шаг поперечной арматуры учитываемой в расчете должен быть не более
где Qmax = Q левВ = 15398 кН.
В расчет принимаем наименьшее значение шага поперечной арматуры с округлением в меньшую сторону кратно 50 мм.
В первом приближении принимаем поперечную арматуру в виде двухсрезных хомутов dw = 6 мм класса А240 с площадью поперечного сечения одного стержня Asw = 283 мм2 с шагом sw = 200 мм.
Поперечные силы у опор равны QA = 10265 кН; Q левВ = – 15398 кН; Q правВ = Q правС = – Q левС = ± 13529 кН. Расчеты второстепенной балки по полосе между наклонными сечениями и по наклонным сечениям на действие поперечных сил выполняем для опоры с максимальным значением поперечной силы Q левВ = – 15398 кН.
5.1.Расчет второстепенной балки по полосе между наклонными сечениями
Расчет второстепенной балки по бетонной полосе между наклонными сечениями производим из условия (3.43) [1] (или усл. (8.55) [2])
Q ≤ φb1 × γb1 × Rb × bвб × h0 (2)
где φb1 – коэффициент принимаемый равным 03; Q – поперечная сила в нормальном сечении принимаемая на расстоянии от опоры не менее h0.
Q = Q левВ – q × h0 = 15398 – 4295 × 04095 = 1364 кН
φb1 × γb1 × Rb × bвб × h0 = 03 × 10 × 145 × 103 × 025 × 04095 = 4453 кН
условие (2) выполняется следовательно прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.
5.2.Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил
Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил выполняем согласно п. 8.1.33 СП 63.13330 [2] с учетом рекомендаций п. 3.2.18 3.2.19 пособия к СП 63.13330 [1].
Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия (3.44) [1] (или усл. (8.56) [2])
где Q – поперечная сила в наклонном сечении с длинной проекции c на продольную ось элемента определяемая от внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения; при вертикальной нагрузке приложенной к верхней грани элемента значение Q принимается в нормальном сечении проходящем на расстоянии c от опоры; при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной с; Qb – поперечная сила воспринимаемая бетоном в наклонном сечении; Qsw – поперечная сила воспринимаемая попе- речной арматурой в наклонном сечении.
Схема усилий при расчете второстепенной балки по наклонному сечению на действие поперечных сил представлена на Рис. 15.
Определяем усилие в поперечной арматуре (хомутах) на единицу длины элемента (3.48) [1] (или (8.59) [2])
где n = 2 – количество срезов хомута.
Поперечную арматуру учитывают в расчете если соблюдается условие (3.49) [1]
qsw ≥ 025 × γb1 × Rbt × bвб (4)
5 × γb1 × Rbt × bвб = 025 × 10 × 105 × 103 × 025 = 656 кНм
условие не выполняется.
Не соблюдение условия (4) свидетельствует о том что наклонная трещина образуется между поперечной арматурой то есть в расчетное сечение не попадает ни один стержень поперечной арматуры. В этом случае поперечная сила должна восприниматься только бетоном а разрушение будет носить хрупкий крайне нежелательный характер. Для предотвращения внезапного хрупкого разрушения по наклонному сечению на действие поперечных силы необходимо увеличить интенсивность поперечного армирования то есть параметр qsw (увеличить диаметр поперечной арматуры или уменьшить ее шаг).
Увеличим диаметр поперечной арматуры.
Во втором приближении принимаем поперечную арматуру в виде двухсрезных хомутов dw = 8 мм класса А240 с площадью поперечного сечения одного стержня Asw = 503 мм2 с шагом sw = 200 мм.
Проверим соблюдения условия (4)
условие выполняется следовательно поперечная арматура учитывается в расчете.
Момент воспринимаемый бетоном при действии поперечной силы
Mb = φb2 × γb1 × Rbt × bвб × h20 =
= 15 × 10 × 105 × 103 × 025 × 040952 = 6603 кН·м
где φb2 – коэффициент принимаемый равным 15.
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения согласно п. 3.2.19 [1]. При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q значение с принимают равным
где q1 = q при действии сплошной равномерно распределенной нагрузки q; φsw – коэффициент принимаемый равным 075.
Тогда но не менее h0 и не более 3h0.
Принимаем с = 122 м.
Длину проекции наклонной трещины с0 принимают равным с но не менее h0 и не более 2h0.
Принимаем с0 = 082 м.
Для определения поперечной силы Qsw используется параметр c0 потому что учитывается только та поперечная арматура которая пересекает трещину а при определении поперечной силы Qb – параметр c как плечо силы Qb от опоры до конца опасного наклонного сечения (рис. 15).
Поперечную силу воспринимаемую поперечной арматурой определяем по формуле
Qsw = φsw × qsw × с0 = 075 × 8551 × 082 = 5259 кН.
Поперечную силу воспринимаемую бетоном определяем по формуле
Q b max = 25 × γb1 × Rbt × bвб × h0 =
= 25 × 10 × 105 × 103 × 025 × 04095 = 2687 кН
Q b min = 05 × γb1 × Rbt × bвб × h0 =
= 05 × 10 × 105 × 103 × 025 × 04095 = 537 кН.
Принимаем Qb = 541 кН.
Определяем поперечную силу Q с учетом возможности отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной с
Q = Q левВ – v × c = 15398 – 312 × 082 = 1284 кН
Проверяем условие (3)
84 кН > 541 кН + 5259 кН = 10669 кН
то есть прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил у опор не обеспечена.
Необходимо снова увеличить диаметр поперечной арматуры или уменьшить шаг. Диаметр мы уже увеличили до 8 мм поэтому теперь попробуем уменьшить шаг до 150 мм.
Принимаем поперечную арматуру в виде двухсрезных хомутов dw = 8 мм класса А240 с площадью поперечного сечения одного стержня Asw = 503 мм2 с шагом sw = 150 мм.
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения согласно п. 3.2.19 [1].
Принимаем с = 072 м.
Принимаем с0 = 072 м.
Qsw = φsw × qsw × с0 = 075 × 11401 × 072 = 616 кН.
но не более Q b max = 25 × γb1 × Rbt × bвб × h0 =
× 10 × 105 × 103 × 025 × 04095 = 2687 кН
и не менее Q b min = 05 × γb1 × Rbt × bвб × h0 =
× 10 × 105 × 103 × 025 × 04095 = 537 кН.
Принимаем Qb = 917 кН.
Q = Q левВ – v × c = 15398 – 312 × 072 = 1315 кН
Проверяем условие Q ≤ Qb + Qsw:
15 кН 917 кН + 616 кН = 1533 кН
то есть прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил у опор обеспечена.
Рис. 15. Схема усилий при расчете второстепенной балки по наклонному сечению на действие поперечных сил
Максимально допустимый шаг стержней поперечной арматуры в пролете балок высотой 150 мм и более в соответствии с п. 10.3.13 [2]
sw ≤ 075h0 = 075 × 4095 = 307 мм;
Принимаем наименьшее значение максимального шага поперечной арматуры с округлением в меньшую сторону кратно 50 мм – sw = 300 мм.
Окончательно устанавливаем во всех пролетах второстепенной балки на приопорных участках длиной поперечную арматуру диаметром 8 мм класса А240 с шагом 150 мм а на средних участках с шагом 300 мм.
5.3.Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие моментов
Расчет на действие момента производят для наклонных сечений расположенных в местах обрыва продольной арматуры а также у грани крайней свободной опоры балок и у свободного конца консолей при отсутствии у продольной арматуры специальных анкеров.
Поскольку продольная арматура при опирании второстепенной балки на стену не имеет анкеров необходимо выполнить расчет наклонных сечений на действие момента.
Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие моментов выполняем согласно п. 8.1.35 10.3.21 – 10.3.28 СП 63.13330 [2] с учетом рекомендаций п. 3.2.30 – 3.2.33 пособия к СП 63.13330 [1].
Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие моментов производят из условия (3.69) [1] (или усл. (8.63) [2])
где M – момент в наклонном сечении с длинной проекции c на продольную ось эле- мента определяемый от всех внешних сил расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения (точка 0) относительно конца наклонного сечения противоположного концу у которого располагается проверяемая продольная арматура испытывающая растяжение от момента в наклонном сечении; Ms – момент воспринимаемый продольной арматурой пересекающей наклонное сечение относительно противоположного конца наклонного сечения (точка 0); Msw – момент воспринимаемый поперечной арматурой пересекающей наклонное сечение относительно противоположного наклонного сечения (точка 0).
Принимаем начало наклонного сечения (Рис. 16) у грани опоры.
Определяем расстояние от конца продольной арматуры до точки пересечения с ней наклонного сечения
ls = lsup 25 = 250 25 = 225 мм
где 25 мм – защитный слой в торце продольного стержня на опоре.
Определяем расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном
Rbond = 1 × 2 × Rbt × γb1 = 25 × 10 × 105 × 10 = 263 МПа
где 1 – коэффициент учитывающий влияние вида поверхности арматуры принимаемый равным 25 для горячекатаной арматуры периодического профиля (класса А500С); 2 – коэффициент учитывающий влияние размера диаметра арматуры принимаемый равным 10 при диаметре продольной арматуры ds ≤ 32 мм (диаметр продольной арматуры 25 мм см. табл. 5).
Базовую (основную) длину анкеровки необходимую для передачи усилия в арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs на бетон определяем по формуле (10.1) [2]
где As и us – соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня и периметр его сечения определяемые по номинальному диаметру стержня.
Анкеруемый арматурный стержень в крайнем пролете диаметром 25 мм площадью поперечного сечения As = 4909 мм2 периметром
us = × d = × 25 = 7854 мм.
Устанавливаем значение коэффициента α учитывающего влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры и конструктивного решения элемента в зоне анкеровки. Для ненапрягаемой арматуры при анкеровке стрежней периодического профиля с прямыми концами без дополнительных анкерующих устройств для растянутых стрежней принимают α = 10.
При наличии поперечной арматуры охватывающей без приварки продольную арматуру коэффициент α делится на величину
где n = 2 – количество срезов хомута. Тогда но не менее 07.
Определяем длину анкеровки по формуле (3.74) [1] (или (10.3) [2])
где - площади поперечного сечения арматуры требуемая по расчету и фактически установленная соответственно для данного расчета принимается .
В любом случае фактическая длина анкеровки принимается
lan ≥ 03l0an = 03 × 1034 = 310 мм.
Принимаем lan = 724 мм.
При пересечении наклонного сечения продольной растянутой арматурой не имеющей анкеров в пределах зоны анкеровки усилие Ns определяется по формуле (3.73) [1] (или (10.4) [2])
При этом значение Ns принимается не более максимального значения Nsmax вычисленного по тем же формулам при α = 07. Найденное ранее значение Ns = Nsmax поскольку для данного примера оно было посчитано при α = 07.
Принимаем Ns = 13275 кН.
Определим плечо внутренней пары сил
при наличии сжатой арматуры zs ≥ h0 a = 4095 475 = 362 мм.
Принимаем zs = 391 мм.
Момент воспринимаемый продольной арматурой определяем по формуле (3.70) [1] (или (8.64) [2])
Ms = Ns × zs = 13275 × 391 × 10-3 = 519 кН·м.
Усилие в поперечной арматуре (хомутах) на единицу длины элемента (3.48) [1] (или (8.59) [2])
Поперечная сила в начале наклонного сечения
Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения при действии равномерно распределенной нагрузки по формуле (3.76) [1]
кроме того с принимают в пределах
Принимаем с = 0631 м.
Рис. 16. Схема усилий при расчете второстепенной балки по наклонному сечению на действие моментов
Момент воспринимаемый поперечной арматурой определяем по формуле (3.71) [1] (или (8.65) [2])
Msw = 05 × qsw × c2 = 05 × 11401 × 06312 = 227 кН·м.
Момент в наклонном сечении определяем как момент в нормальном сечении расположенном в конце наклонного сечения то есть на расстоянии от точки приложения опорной реакции равной
Проверяем условие (5)
34 кНм 519 + 227 = 746 кНм
условие выполняется то есть прочность по наклонным сечениям на действие моментов у опоры А обеспечена.

Описание.docx

авторпубликации: Анастасия Бондаренко
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЧЕТЫРЕХЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Курсовой проект с расчетами и чертежами в редактируемых форматах
В соответствии с заданием в курсовом проекте было четырехэтажное промышленное здание монолитное ребристое перекрытие четырехэтажного здания промышленного типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L = 384 м В = 226 м. Здание с неполным каркасом: наружные стены – кирпичные несущие толщиной 510 мм внутренний каркас из монолитного железобетона (монолитное ребристое перекрытие и колонны).
Монолитное ребристое перекрытие состоит из главных балок второстепенных балок и плит связанных в единое целое. Главные балки опираются на колонны и наружные стены. В промышленном здании главные балки располагают в поперечном направлении (вдоль цифровых осей). Второстепенные балки размещают перпендикулярно главным балкам (вдоль буквенных осей) так чтобы ось одной из балок совпадала с осью колонн. Второстепенные балки опираются на монолитно связанные с ними главные балки и наружные стены.
Список чертежей в формате dwg AutoCAD:
) Схема расположения перекрытия;
) Балки и плиты 1-1 2-2;
Содержание расчетно-пояснительной записки:
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МОНОЛИТНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
РАЗБИВКА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
1.Сбор нагрузок. Статический расчет плиты
2.Характеристики материалов
3.Определение толщины плиты
4.Расчет продольной арматуры в плите
РАСЧЕТ ВТОРОСТЕПЕННОЙ БАЛКИ
1.Сбор нагрузок. Статический расчет второстепенной балки
3.Определение высоты сечения второстепенной балки
4.Расчет продольной рабочей арматуры
5.Расчет прочности второстепенной балки при действии поперечных сил
5.1. Расчет второстепенной балки по полосе между наклонными сечениями
5.2. Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил
5.3. Расчет второстепенной балки по наклонным сечениям на действие моментов
Привязка разбивочных осей к внутренним граням стен принята равной 120 мм.
Оконные проемы в здании приняты шириной 24 м высотой 21 м. Высота этажей между отметками чистого пола hэт = 44 м. Размеры сечения монолитных железобетонных колонн 400×400 мм. Временная нагрузка нормативная на всех междуэтажных перекрытиях vn = 10 кНм2 в том числе кратковременная vnsh = 15 кНм2.
Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны. Кровельное покрытие опирается только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы. Промежуточные колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.
Классы бетона и арматуры выбираются проектировщиками в соответствии с действующими нормативными документами.
Состав пола на междуэтажных перекрытиях и на первом этаже принимается типовым в зависимости от назначения помещения и характера технологии производства в нем.
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
«Санкт-Петербургский государственный
архитектурно-строительный университет»
Кафедра Железобетонных и каменных конструкций