Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций - файл n1.doc

Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций
Скачать все файлы (903 kb.)

Доступные файлы (1):
n1.doc903kb.17.02.2014 05:49скачать

n1.doc



Институт повышения квалификации и

профессиональной переподготовки СПБ ГАСУ


Дисциплина: Железобетонные конструкции

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ
Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций






Разработал слушатель ИПК :
Проверил:



Санкт-Петербург

2010

Задание


4-этажное здание из сборных железобетонных конструкций с размерами в плане внутренними стенами.

1. Составление разбивочной схемы


Разбивка осей здания (или определение номинальной длины плиты с учетом заделки плиты на торцевые стены на глубину 120 мм):

а) разбивка осей вдоль здания L = 38,3 м = 38300 мм.

Длина плиты мм (см. лист 1,2),

где n = 6, количество пролетов вдоль здания.

Номинальная длина плиты = 6423 мм.

Конструктивная длина плиты = 6400 мм (см. лист 3,4) (без учета шва между торцами плиты).

= - а; а = 10ч30 мм – ширина шва.

б) разбивка осей поперек здания.

При ширине В = 26,3 м, принимаем 4 пролета при ширине плиты в пределах 1,0ч1,5 м.

Принимаем в средних пролетах 4 плиты, а в крайних по 3,5.

Номинальная ширина плиты мм (см. лист 1).

Конструктивные размеры плиты 1740 мм (см. лист 3, 4).

Разбивка осей здания см. приложение лист 1 и 2.

Конструктивные размеры плиты см. приложение лист 3 и4.

Средние номинальные пролеты ригеля 7000 мм (лист 1,2), lH = 1753 * 4 ? 7000 мм (см. лист 1,2, стр 1).

Плиты марок П-2 и П-3 являются плитами распорками, устанавливаемыми по продольным осям колонн, в них предусматриваются вырезы для пропуска колонн.

В плитах при ширине более 1,2 м устраиваются поперечные ребра жесткости.

2. Расчет прочности плиты П-1


Расчет прочности плиты перекрытия состоит из расчета полки плиты и расчета продольных ребер.

2.1 Расчет полки плиты


Для упрощения расчета полка рассчитывается как неразрезная плита, работающая в коротком направлении, опорами которой служат продольные ребра.

За расчетный пролет принимается номинальная ширина плиты bH = 1753 мм за вычетом двух сечений продольных ребер bP = 90 мм:

1753-180 = 1573 мм (рис. 1)

Рис. 1 Расчетная схема



q – полная расчетная нагрузка.

Сбор нагрузок

Нагрузка на полку распределяется на условную ширину плиты b = 1000 мм, высотой h = 50 мм. Т.е. в данном случае принимаем плиту шириной 1000 мм, высотой 50 мм и с пролетом lO = 1573 мм.


Нормативная

нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке ?f

Расчетная

нагрузка, кН/м2

а) постоянная:

- от веса пола в виде цементной стяжки толщиной 20 мм с плотностью20 кг/м3;

20*0,05 = 1,25

1,2

0,4*1,2 = 0,48

- от веса плиты с объемной массой 25 кН/м3;

20*0,05 = 1,25

1,1

1,25*1,1 = 1,375

Итого постоянная расчетная нагрузка g = 1,855 кН/м2

б) временная (по заданию)

?n = 6,0

1,2

? = 6,0*1,2 = 7,2

Полная расчетная нагрузка: q = g+ ? = 9,055 кН/м2.

Полная расчетная нагрузка на 10 п.м.: q = 9,055*1,0 = 9,055 кН/м2.

Изгибающие моменты (пролетный, опорный):

Мпр = - Моп = кН*м = 1867000 Н*мм.

Принимаем исходные данные для расчета:

; ; = 0,9 – коэффициент условия работы.

Плиту проектируем из бетона В15 с расчетными характеристиками (см. табл. 1):

МПа; МПа.

В качестве рабочей арматуры для полки используем проволоку класса В 500 с расчетным сопротивлением RS = 415 МПа. В продольных ребрах – продольную стержневую арматуру класса А 400 с расчетным сопротивлением RS = 355 МПа, поперечную арматуру (хомуты) класса А 240 с RSW = 170 МПа.

При толщине полки плиты 50 мм рабочая высота сечения h0 = 50-15 = 35 мм, где 15 мм – толщина защитного слоя бетона.

Определяем площадь сечения рабочей арматуры на 1 м ширины полки плиты:

,

0,199<=0,376 (см. табл. 3).

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры равна:

мм2.

По сортаменту принимаем сварную сетку 200/200/6/6 с AS = 144,7 мм2 ? 170 мм2. Сетка раскатывается вдоль продольных ребер на всю ширину полки (С-3). Дополнительная сетка С-4 заводится в продольные ребра на 1/8 высоты ребра (рис. 2).


2.2 Расчет продольного ребра


Высоту продольных ребер ориентировочно принимаем из соотношения:

h = (1/10ч1/15)*l = 6400/15 = 426 мм.

Полученное значение высоты округляем в большую сторону с кратностью 50 мм, но ограничиваем h ? 450 мм. Окончательно принимаем h = 450 мм.

В качестве опорных конструкций для продольных ребер плиты принимаем ригели прямоугольного сечения шириной 300 мм.

Расчетная схема – поперечное сечение в виде таврового профиля, состоящего из мм, h = 450 мм, = 50 м, bP = 90 мм, a = 35 мм (рис. 3)
Рис. 3


Сбор нагрузок, приходящихся на два продольных ребра, bH = 1,753 м (см. стр. 1).

Нормативная

нагрузка, кН/м2

Коэффициент надежности по нагрузке ?f

Расчетная

нагрузка, кН/м2

а) постоянная:

- от веса пола

0,4*1,753 = 0,701;



1,2



0,701*1,2 = 0,84

- от веса плиты

1,25*1,753 = 2,191;


1,1


2,191*1,1 = 2,41

- от веса поперечных ребер, принимаем в среднем 0,25;


1,1


0,25*1,1 = 0,27

- от веса продольных ребер

2*0,09*(0,45-0,05)*25 = 2,02


1,1


2,02*1,1 = 2,23

Итого постоянная расчетная нагрузка g = 5,75 кН/м2

б) временная

?n = 6,0*1,753 = 10,518

1,2

? = 10,51*1,2 = 12,62

Полная расчетная нагрузка: q = g+ ? = 5,75+10,51 = 16,26 кН/м2.

За расчетную схему для продольных ребер принимаем однопролетную балку таврового сечения со свободным опиранием концов на ригели. Расчетный пролет равен расстоянию между серединами опирания ребер панели на ригели:

lО = ln – 2*0,5*150 = 6423-150 = 6273 мм,

где 150 мм – площадка опирания.

Усилия в двух продольных ребрах от расчетных нагрузок:

- изгибающий момент:

79,9 кН*м = 79,9*106 Н*мм;

- поперечная сила:

Q = 0,5*16,26*6,27 = 50,97 кН = 51,0*103 Н.

Расчетное сечение двух продольных ребер – тавровое с полкой в сжатой зоне.

Ширина полки, вводимая в расчет при наличии поперечных ребер, принимается без учета шва между ребрами:….

мм (см. стр. 1, лист 3, 4).

Расчетная высота сечения:

hO = h - a = 450 - 35 = 415 мм (см. рис.3).

2.2.1 Расчет прочности по нормальному сечению


Проверим условие положения границы сжатой зоны:

Н*мм,

261*106 Н*мм > M = 79,9*106 Н*мм.

Следовательно, граница сжатой зоны проходит в полке.

Расчет прочности производим как расчет прочности балки прямоугольного сечения с шириной полки мм.



0,034<=0,39 (см. табл. 2).

мм2.

Принимаем (по табл. 3, сортамент арматуры) 2 Ш20 А 400 с АS = 628 мм2 (см. приложение лист 4). В каждом продольном ребре по одному диаметру 20 мм класса А 400.

2.2.2 Расчет прочности по наклонному сечению


Проверим достаточность принятых сечений расчетом прочности по наклонному сечению (прочность бетонной полосы).

Ширина b = 180 мм (ширина сечения двух ребер) (см. рис .2).

171,4*103 Н,

171,4*103 Н > Q = 51,0*103 Н (см. 2.2), т.е. прочность полосы обеспечена.

Диаметр хомутов принимаем в зависимости от диаметра продольной арматуры (из условия свариваемости):

dSW = 1/3*dS,

где dS =20 мм, диаметр продольной рабочей арматуры.

Принимаем dSW = 8 мм, класса А 240 с RSW = 170 МПа.

Шаг хомутов SW при h ? 450 мм SW = Ѕ*h = 225 мм и не более 150 мм. Принимаем SW = 150 мм.

Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производим по условию:

,

где Q – поперечная сила в наклонном сечении;

QB – поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении.

,

Н*мм.

QSW – поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сечении.

.

Площадь сечения одного хомута:

dSW = 8 мм, ASW1 = 50,3 мм (см. табл. 3).

Для двух хомутов (по одному в каждом ребре) ASW = 101,0 мм. При принятом шаге хомутов SW = 150 мм (см. приложение лист 4, С-1).

Интенсивность хомутов:

= 115,1 Н/мм.

Расстояние С от опоры принимаем максимально допустимое: С = 2 * hO = 2 * 415 = 830 мм, но не более SW = 150 мм.

Н = 209 кН.

Принимаем наименьшее значение SW = 150 мм.

Н = 12,95 кН.

кН,

221,95 кН > Q = 51,0 кН.

Прочность наклонного сечения обеспечена.

3. Расчет разрезного ригеля


Расчетная схема:

lH – номинальная длина (см. приложение лист 1, 2);

lK – конструктивная длина (см. приложение лист 5, 6);

lO – расчетный пролет.

Для расчета принимаем ригель, как разрезной прямоугольного сечения размерами b х h = 300 х 650 мм.

3.1 Сбор нагрузок


Расчетная нагрузка:

а) от веса перекрытия:

кН/м,

q – полная расчетная нагрузка, приходящая на 1 п. м. плиты (из расчета продольного ребра на стр. ),

lH – номинальная длина плиты (лист 1.),

bH – номинальная ширина плиты (лист 1);

б) от веса ригеля:

25*0,3*0,65*1,1 = 5,36 кН/м.
Суммарная нагрузка:

q = 59,65 + 5,36 = 65,0 кН/м.

Изгибающий момент:

кН*м.

Поперечная сила:

204,1 кН.

Для расчета принимаем:

бетон класса В20 с RB = 11,5 МПа,

МПа;

RBt = 0,9 МПа,

МПа,

=0,9 – коэффициент условия работы, учитывающий длительность действия нагрузки.

Продольная арматура класса А 400 с RS = 355 МПа.

Поперечная арматура класса А 240 с RW = 170 МПа.

3.2 Расчет прочности по нормальному сечению


мм,

b = 300 мм,

,

0,273<=0,39 (см. табл. 2).

мм2.

По сортаменту принимаем 6 Ш20 А 400 с АS = 1885 мм2, dS = 20 мм.

%

0,96% > MS min = 0,1%.

3.3 Расчет прочности по наклонному сечению


В наклонном сечении действует поперечная сила Q = 204,1 кН.

Условие прочности Q ? QB + QSW.

Принимаем диаметр хомутов в сечении:

диаметр одного dW = 1/3*dS = 1/3*20 = 6,6 мм;

dW = 8,0 мм с ASW1 = 50,3 мм2.

В сечении располагается три хомута с ASW = 151 мм2.

1) Шаг хомутов по конструктивным требованиям:

SW = 1/3*h = 1/3*650 = 216 мм.

2) Шаг хомутов, учитываемых в расчете, не должен превышать

SW max = мм.

3) Максимально допустимое расстояние:

С = 2*hO = 2*615 = 1230 мм.

Из трех значений принимаем наименьшее значение шага хомутов SW = C = 216 мм.

Окончательно принимаем SW = 200 мм.

Н = 689 кН,

где Н*мм.

Погонное усилие:

Н/мм.

Н = 10,84 кН.

QB + QSW = 689 + 10,84 = 699,84 кН

699,84 кН > Q = 204,1 кН.

Прочность по наклонному сечению достаточна.

4. Расчет колонны

4.1 Исходные данные для расчета


Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда.

Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении – у обреза фундамента.

Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от опирающихся на нее ригелей трех вышележащих междуэтажных перекрытий. При этом неразрезность ригеля условно не учитывается.

Поскольку усилия в ригелях определены без учета влияния жесткости колонны, то в качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую стойку со случайным эксцентриситетом, защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середины высоты ригеля.

Расчетная длина колонны первого этажа:

м,

где - коэффициент закрепления опор колонны,

hЭТ – высота этажа по заданию,

0,7 м – расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола,

hП – высота плиты,

hP – высота сечения ригеля.

Принимаем колонну сечением 400 х 400 мм.

hcol = 400 х 400 мм, = 40 мм, hO = hcol - = 360 мм.

Бетон класса В25 с RB = 0,9*14,5 = 13,05 МПа.

Арматура класса А 400 с RS = 355МПа.

Хомуты из стержней класса B500 с RSW = 300 МПа.
Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента:

кН,

где q – расчетная нагрузка при расчете ригеля (см. п. 3),

lср = расстояние между осями 2-3 (см. приложение лист 1),цц

n = 3 – число перекрытий,

Gcol - собственный вес колонны:

Gcol = кН.

4.2 Расчет и конструирование


Расчетная формула колонны на центральное сжатие со случайным эксцентриситетом:

,

где - коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкости элемента:

< 14, .

Сечение арматуры колонны определяется по нижеприведенной формуле:

мм2,

.

Из расчета следует, что при данном сечении колонны арматура не требуется, а назначается по конструктивным требованиям.

MS min = 0,2 % при 10 < lO/h < 25,

AS = MS min *hcol*hO = 0,002*400*360 = 288 мм2,

hO = 400 - 40 = 360 мм.

В соответствии с п. 5.17 [2] диаметр продольных стержней должен быть не менее 16 мм. Принимаем 4 Ш16 А 400 с АS = 804 мм2. Хомуты принимаем диаметром 5 мм класса А 500 с шагом 20 Ш 16 мм, SW = 20*16 = 320 мм (см. приложение лист 7).

4.3 Расчет консоли колонны


Принимаем ширину консоли равной ширине колонны hcol = 400 мм. Бетон класса В25. Арматура класса А 400 и А 240.

Наибольшая нагрузка на консоль колонны Q = 204,1 кН (опорная реакция ригеля).

При классе бетона колонны В25 необходимую длину опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечения прочности ригеля на местное сжатие (смятие) при классе бетона в ригеле В20 с =10,35 МПа, =0,81 МПа и ширине ригеля bP = 300 мм.

В соответствии с типовым решением в проектах многоэтажных зданий каркасного типа минимальный вынос консоли с учетом зазора 60 мм между колонной и торцом ригеля l = 250 мм и высота консоли ригеля h = 400 мм, фактическая длина площадки опирания ригеля и консоли колонны под концом ригеля lsup.f = 250 – 60 = 190 мм.

Напряжение смятия в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля:

МПа < = 10,35 МПа.

Следовательно, прочность бетона на смятие обеспечена.

Высота у свободного края:

мм > h/3 = 400/3 = 133 мм,

hO = 400 – 35 = 365 мм.

Прочность консоли по наклонному сечению:

кН > Q = 204,1 кН.

Прочность обеспечена.

4.4 Расчет армирования консоли





Изгибающий момент у грани колонны:

Н*мм,

где С = 60 + 0,5*lsup = 60 + 0,5*190 = 155 мм.

,

т.е. продольная арматура в консоли по расчету не требуется.

Принимаем армирование по конструктивным требованиям:

мм2.

Выбираем по таблице сортамента арматуру из двух диаметров 14 мм класса А 400 (см. приложение лист 9).

Консоль армируем горизонтальными хомутами, при h = 400 мм шаг принимаем h/4 = 100 мм из арматуры Ш6 мм, установленными в двух плоскостях.

5. Расчет и конструирование фундамента

5.1 Исходные данные для расчета


Фундамент под колонну проектируем столбчатым, ступенчатым, прямоугольным в плане. Глубину заложения подошвы от уровня пола H = 1500 мм принимаем из условия глубины промерзания.

Расчетная нагрузка, передаваемая от колонны, N = 1434 кН (см. п. 4.1).

Условное расчетное сопротивление грунта в уровне подошвы фундамента по заданию RO = 0,22 МПа = 0,22 Н/мм2 = 220 кН/м2.

Бетон класса В15;

RB = 8,5 МПа;

RBt = 0,75 МПа = 750 кг/м;

=0,675 МПа.

Арматура класса А 400, RS = 355 МПа.

Усредненная плотность тела фундамента и грунта на его ступенях кН/м3 = 2 т/м3.

5.2 Определение площади подошвы фундамента (2-я группа предельных состояний)


Размеры подошвы фундамента определяем по формуле:

м2,

где - нормативная нагрузка:

кН;

Н – глубина заложения фундамента;

= 1,18 - усредненный коэффициент надежности по нагрузке.

Форму подошвы фундамента принимаем квадратной, размерами сторон кратными 0,2 м (см. приложение лист 8, 9).

м.

Принимаем a = b = 3 м.

Вес фундамента и грунта на выступах:

кН,

где = 20 кН/м3 – объемная масса; = 1,2.

Фактически расчетное давление в уровне подошвы фундамента:

кН/м2 < RO = 220 кН/м2,

т.е. габаритные размеры подошвы удовлетворяют условие прочности грунта

5.3 Определение высоты фундамента


Рабочую высоту фундамента определяем из условия его работы на продавливание, которое происходит по поверхности усеченной пирамиды, боковые стороны которой наклонены к горизонту под углом tg45є (1 условие):

1) м = 900 см.

Высота фундамента также зависит от конструктивных условий, которые должны обеспечить жесткую заделку: 2) колонны и 3) анкеровку продольной ее арматуры:

2) мм,

3) мм,

где dS = 20 мм – продольная арматура колонны,

250 мм – высота продольной части фундамента.

Из трех значений выбираем большее hO = 650 мм (см. приложение 18).

h = hO + a = 900 + 50 = 950 мм.

Фундамент выполняем двухступенчатым, высота каждой ступени 475 мм.

Профиль выступов конструируем таким образом, чтобы их внутренний угол не пересекал линию естественного давления бетона, наклоненную под углом 45є.


5.4 Проверка прочности нижней ступени против продавливания.


Продавливающая сила принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами, превышающими размеры площадки опирания на hO2 во всех направлениях (см. п. 3.84 и черт. 3.47 [3]).

кН.

Периметр контура расчетного поперечного сечения пирамиды продавливания на расстоянии 0,5*hO2 от границы площадки опирания верхней ступени фундамента:

hO2 = 0,475 м,

м,

При RBt * UH * hO = 0,675 * 1000*7,8 * 0,3 = 1579 кН > FH = 1044 кН,

т.е. прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.

5.5 Расчет армирования подошвы фундамента


Арматуру подошвы фундамента рассчитываем из условия его работы на изгиб консольного элемента от реактивного давления грунта:

РФ = 195 кН/м2,

Изгибающий момент у грани колонны МI-I и у грани верхней ступени МII-II:

кН*м,

кН*м.

Необходимая площадь продольной арматуры класса А 400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле:

мм2,

мм2.

Принимаем нестандартную сварную сетку из стержней диаметром 16 мм с шагом 200 мм в обоих направлениях 15 Ш14 А 400 с АS = 153,9*15 = 2308,5 мм2 > 1684 мм2 (см. лист 9).

Литература


  1. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М., 2004 г.

  2. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М., 2004 г.

  3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения (КСП 52-101-2003), НИИЖБ, М., 2005 г.

  4. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. М., 2004 г.

Учебный текст
© perviydoc.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации