Железобетонные и каменные конструкции производственного здания

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

270104-02-ПЗ

Федеральное агентство морского и речного  транспорта

Федеральное государственное образовательное  учреждение

высшего профессионального  образования

Волжская  государственная академия водного  транспорта

Изм.

Лист

№ докум.

Подпись

Дата

Лист

270104-02-ПЗ

Факультет кораблестроения, гидротехники

и защиты окружающей среды

 

 

Кафедра сопротивления  материалов, конструкции

корпуса и  строительной механики корабля

 

 

 

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ И КАМЕННЫЕ

КОНСТРУКЦИИ

ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ

 

Пояснительная записка

к курсовому  проекту по дисциплине

«Железобетонные и каменные конструкции»

 

 

270104 – 02 – ПЗ

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Руководитель: к.т.н., доц.                                                                                             Пряничников К. Н.

Студент группы Г-322                                                                                                  Каштанов Ю. А.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Нижний Новгород

2012 г.

Содержание

Введение…………………………………………………………………………………………………. 

Исходные данные…………………………………………………………………………………………..

1. Общие данные для  проектирования 

2. Компоновка конструктивной  схемы здания 

2.1. Общая компоновка 

2.2 Предварительное назначение  размеров сечений элементов 

3. Проектирование элементов  ребристого перекрытия 

3.1. Статический расчет  плиты 

3.2. Расчет плиты на  прочность по нормальным сечениям 

3.3. Конструирование плиты 

4. Проектирование  второстепенной  балки перекрытия модуля А 

4.1. Статический расчет  балки 

4.2. Расчет балки по  нормальному сечению 

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

4.4. Эпюра материалов 

4.5. Расчет в программе  SCAD Office 

5.Проектирование каменных  конструкций 

5.1. Проверка прочности  кирпичной стены 

Заключение 

Список использованных источников……………………………………………………………………..

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Исходные данные

 

Вариант 195

 

    1. Тип модуля                                                                      административный (А)

    2. Сетка колонн: поперёк здания                                      n × l_r = 3 × 5.50 м;

                                 вдоль здания                                         m × l_b = 10 × 5.00 м.

 

     3. Высота этажа                                                               H_э = 6 м.

 

    4. Марки материалов: кирпича                                         125

                                          раствора                                       25

    5. Нормативные нагрузки: постоянная

                                             (вес пола, перегородок)          g_n = 2.10 кН/м;

                                             длительная временная           v_n = 15.00 кН/м.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

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    

 γ_n = 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 m и отделяющей производственный модуль (Пр) от административного (А); с кирпичными столбами, на которые опираются главные балки монолитных железобетонных перекрытий (рис. 1.1, 1.2, 1.3, 1.4). 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 В20, 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.

Расчётные характеристики бетона и арматуры для  предельных состояний первой группы приведены в таблицах коэффициент условий работы γ_b2 =0.90 (влажность воздуха в здании менее 75%); вес одного м³ железобетона принят равным γ_g = 25 кг/м³.

 

Расчетные сопротивления  бетона и арматуры для предельных состояний первой группы

 

Таблица 1 – Расчетные сопротивления и начальный модуль упругости бетона

 

Класс бетона по прочности на сжатие	Расчетные значения сопротивления бетона, МПа, при деформациях		Начальный модуль упругости   Eb , МПа
	Сжатие осевое (призменная  прочность)  Rb	Растяжение осевое  Rbt
В20	11.5	0.90	27500

 

 

Таблица 2 – Расчетные сопротивления арматуры

 

Арматура классов	Номинальный диаметр арматуры, мм	Расчетные значения сопротивлений арматуры, МПа
		растяжению		Сжатию Rsc
		продольной Rs	поперечной Rsw
А240	6 - 40	215	170	215
А400	6 - 40	355	285	355
В500	3 - 12	415	300	415 (360)

 

Примечание – Значение R_sc в скобках используется только при расчете

на кратковременное действие нагрузки.

 

 

 

 

2. Компоновка конструктивной схемы здания

2.1. Общая компоновка

 

Проектируемое здание (рис. 1.2) без подвала имеет 3 этажа, 3 пролёта поперёк и 10 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 монолитные колонны Км1. Рамы несут вертикальную нагрузку. Горизонтальные монолитные перекрытия состоят из монолитной плиты Пм1, второстепенных балок Бм2, ригелей Бм1 и опираются на колонны Км1 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 колонны Км1, являющиеся опорами ригелей. Ригели (главные балки) Бм1 расположены поперёк здания с шагом l_b их крайними опорами являются стены.

Второстепенные балки расположены  вдоль здания с шагом l_s = 1,830 м, l_s = 1,840 м,                 l_s = 1,830м

Габаритные размеры:

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

 

где   l_r – ширина пролёта между ригелями,

n – число пролётов

Из формулы (1):

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

      

где   l_b – ширина пролёта между балками

m – число пролётов

Из формулы (2):

 

Каждый пролёт ригеля l_r делится на 3 равные шага l_s (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 , имеющим уклон 1/12, высота на опоре от 800 до 900мм. Колонны в пределах верхнего этажа отсутствуют. За нулевой (0,000) принят уровень чистого пола первого этажа, уровень планировки здания находится на отметки -0,100м. Глубина заложения ленточных фундаментов под стены отдельных железобетонных фундаментов под стены здания и отдельных железобетонных фундаментов под кирпичные столбы принята -1,650м с учетом промерзания грунта равной 1,500м.

 

2.2 Предварительное  назначение размеров сечений  элементов

 

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

   Минимальная толщина плиты для междуэтажных перекрытий производственных зданий h_f,min равна 60 мм. По условию достаточной жесткости толщина плиты h_f должна быть не менее     S /35.

 

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

;

Принимаем h_r = 550 мм.

;

Принимаем h_b = 400 мм.

Конструктивно принимают высоту главной балки на 150 мм больше высоты второстепенной балки, для которой она является опорой:

Ширина  ребра главной балки b_r принимается из диапазона:

Принимаем b_r=250 мм.

Ширина  ребра второстепенной балки b_b принимается из диапазона:

Принимаем b_b=150 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

3.1. 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 × 5,500м ;

– сетка столбов (колонн) вдоль здания                              m × =  10 × 5,000 м ;

– постоянная  нормативная нагрузка 

             (вес пола, перегородок)                                   g_n = 2,10 кН / м² ;

– длительная временная нормативная  нагрузка           v_n = 15,00 кН / м² ;

– бетон тяжелый класса по прочности  на сжатие          B20 ;

– арматура стержневая класса                                       А 400 ;

– коэффициент надежности по ответственности          = 0, 95.

Решение.

        Расчетные характеристики материалов. Расчетное сопротивление бетона класса В 20 по прочности на сжатие R_b =11,5 МПа, R_bt =0,9МПа.     

Расчетное сопротивление бетона конструкции, принимаемое в расчете прочности, корректируется при длительных нагрузках  коэффициентом  = 0, 9 :

R_b ·

= 11, 5 · 0,9 = 10,35 МПа.

                                                     R_bt · = 0,9 · 0,9 = 0,81 МПа.

 

Расчетное сопротивление арматуры класса А400 растяжению R_s =  355 МПа.

Компоновка  и размеры в первом приближении. Шаг второстепенных балок перекрытия

S = / 3 =  5.500/ 3 = 1.840 м. Толщина плиты h_f = 90 мм. Высота второстепенных балок h_b находится в диапазоне от ;

Принимаем h_b = 400 мм.

Принимаем в первом приближении  высоту второстепенной балки h_b = 400 мм, ширину ребра b_b = 150 мм ( 0,33 < 150 / 400 =  0,4 < 0,50 ).

Статический расчет плиты. При отношении / S = 5,000 / 1,840 = 2.72 > 2,00 плита рассчитывается по схеме многопролетной неразрезной балки шириной b = 1,000 м с крайними расчетными пролетами , средними –

  = S – а₀ – b_b /2 + h_f /2 = 1.840 – 0,250 – 0,150 / 2 + 0,090 / 2 = 1,560м; 

  = S - b_b = 1,840 – 0,150 = 1.690 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 нагрузка
Постоянные:      вес пола, перегородок   вес плиты             25 · 0,090	2.10   2,25	1,1   1,1	2.310   2,475
Итого :	4,35	---	g = 4,785
Длительная временная	15.00	1,2	v = 18,0

 

 

Погонная  расчетная нагрузка для полосы плиты  шириной b = 1,000 м при учете коэффициента = 0,95

q =

· (g + v) · b = 0, 95 · ( 4,785 + 18) · 1,000 = 21,907 кН / м.

    Изгибающие моменты в расчетных сечениях плиты равны

в крайних пролетах    M₁ =   q · = 21,907 · 1,560² /11 = 4.847 кН · м ;

 на вторых от края опорах  В при =1.690 м > = 1,560м   

M_В = – q ·

= – 21,907 · 1.690 ² / 14 = – 4.469 кН · м ;

в средних пролетах  M₂ = q · = 21,907·1.690²/16 = 3.911 кН·м ;                                                                                                         на средних опорах  С     M_С = – q · = – 21,907 · 1.690 ² / 16 = - 3.911 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 = 4.847 кН·м при оптимальном значении относительной высоты сжатой зоны бетона

ξ=  x / h₀ = 0,25; = 0,25 · ( 1 – 0,5 · 0,25) = 0,219. 

Требуемая рабочая высота плиты  h₀ определяется по формуле

 

h₀  =

= = 0, 0462 м = 46,2 мм.

Требуемая толщина плиты h_f = h₀ + а = 46,2 + 14 = 60.2 мм.

 

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

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 = 4.847 кН · м,  h₀ = 0,056 м.

=  = 0,149 ;

= = 0,162 ;

= 0.919

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

= 0,531.

Условие (0,162 < 0,531) выполняется, схема верна. Площадь рабочей арматуры сетки С1 (i =1)определяется по следующим формулам:

 ≥   = ;

 ≥  0,1 · 1,000 · 0,056 / 100;

А_s1 = 265 · 10 ^–6 м² > 56 · 10 ^–6 м²   (А_s1 = 265мм ² >

= 56 мм ² ) ;

;

;

А_s1 = 264 · 10 ^–6 м² > 56 · 10 ^–6 м²   (А_s1 = 264 мм ² > 56 мм ² ).

Принимаем по таблице 3.1[1] фактическую площадь арматуры A _{s1, r} = 251 мм²  ( Ǿ8 А 400,                шаг U = 200 мм ; 0,95 < (251/264 ) = 0,951 < 1,05 – хороший подбор).

            Расчет прочности по нормальным сечениям во втором пролете  
             (i  = 2) и на  опоре С (i  = 4)  ,

 где М = М₂ = | M₄ | = 3.911 кН · м,  h₀ = 0,056 м.

=  = 0,120 ;

= =  0,128 < 0, 531 ;

= 0, 936;

 ≥   ;

 ≥   = 56 · 10 ^–6 м ² ;

210· 10^-6 м² > 56 · 10 ^–6 м ² (210 мм ² > 56 мм² ).

Принимаем по таблице 3.1 фактическую  площадь арматуры  сеток С2, С4                           A _{s2, r} = 226 мм²             (Ǿ6 А 400, шаг U = 125 мм; 0,950 < (226/210) = 1.076  <  1, 050).

Расчет прочности по нормальному  сечению на второй от края опоре В (i  = 3)  ,                    где М= M₃  = -4.469 кН · м,  h₀ = 0,056 м

=  = 0,138 ;

= =  0,149 < 0, 531 ;

= 0, 926

 ≥   ;

 ≥   = 56 · 10 ^–6 м ² ;

243 · 10^-6 м² > 56 · 10 ^–6 м ² (243 мм ² > 56 мм² ).

Принимаем по таблице 3.1 фактическую площадь  арматуры  сетки С3 

A _{s3, r} = 251 мм²  ( Ǿ8 А 400, шаг U = 200 мм ; 0,950 < (251 / 243) = 1.033 < 1, 050).

Проверка прочности нормальных  сечений плиты по предельному  моменту M_u при защитном  слое бетона a_b = 10 мм, R_b= 10.35 МПа, R_s = 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	Изгибающий момент  Мi ,   кН ·  м	Диаметр арматуры, dw , мм	Фактическая площадь арматуры Asi, r ,  мм 2	Расстояние a= ab + dw/2, мм	Рабочая высота  плиты h0 = h f - a, мм
1	4.847	8	251	14	56
2	3.911	6	226	13	57
3	4.469	8	251	14	56
4	3.911	6	266	13	57

 

       Продолжение таблицы 4

№ сечения     i	Высота сжатой зоны бетона	Коэффициент армирования %	Предельный  момент кН · м	Значение
1	0,153	0,446	4.608	0.951
2	0,136	0,397	4.223	1.080
3	0,153	0,446	4.608	1.031
4	0,136	0,397	4,223	1.080

 

Площадь монтажной арматуры сеток  A_sw определяется по выражению A_sw ≥ 0.1· A_s ;

 A_sw ≥ 0, 1 · 264 мм ² ; A_sw ≥ 26.4мм ² .

 Принимаем фактическую площадь монтажной арматуры сеток С1– С4 по сортаменту A_{sw, r} = 36 мм ² (Ǿ4 В500, шаг V = 350 мм ; A_{sw, r} =A _so · b / V = 12,6 ·1000 /350 = 36 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 L_с одинаковы и определяются шириной плиты B_p , длиной зоны опирания плиты на стену при привязках осей a_o = 250 мм,  a′_o = 255мм:

B_p = l_b – a_o – a′_o + 2 ·

= 5.000 – 0,250 – 0,255 + 2 · 0,060 = 4.615 м;

L_с = B_p – 2 · a_b = 4.615 – 2 · 0,010 = 4.595 м.

Ширины  В_с1, В_с2  пролетных сеток C1, C2  определяются шириной армируемых пролетов плиты B_p1 , B_p2 и величиной запуска арматуры  ∆ от минимальной величины ∆_min= 0 до максимальной ∆_max = 20 мм за  грань второстепенной балки. Максимальная В_{с1, мах} и минимальная В_{с1, мin} ширины сетки С1 при длине зоны опирания плиты на стену

  = 120 мм определяются  по выражениям:

B_p1 = S - a_o – b_b /2 + 

= 1.840 – 0,250 – 0,150 /2 + 0,120 = 1.64 м;

В_{с1, мах} = B_p1 – a_b + ∆_max = 1.64– 0,010 + 0,020 = 1.650 м;

В_{с1, мin} = B_p1 – a_b + ∆_min = 1.64 – 0,010 + 0 =1.630 м.

 

аналогично  определяются размеры сетки С2:

B_p2 = S – b_b = 1.840 – 0,150 = 1.690 м ;

В_{с2, мах} = B_p2 + 2 · ∆_max = 1.690 + 2 · 0,020 = 1.730м ;

В_{с2, мin} = B_p2 + 2 · ∆_min = 1.690 + 2 · 0 = 1.690м.

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

                                                          В_с3,В_с4≥ /2+b_b;   
                                        В_с3,  В_с4  ≥ 1.690 / 2 + 0,150 ; В_с3,  В_с4  ≥ 0.995м.

Принимаем следующие размеры сеток  при длине L_с = 4.595 м, перепуске ∆ = 10 мм : ширина  сетки С1 – В_с1 = 1.64м;

сетки С2–В_с2= 1.710 м;

сетки С3 – В_с3 = 0.995 м;                         

сетки С4 – В_с4 = 0.995 м.

Выполним конструирование сетки  С1 (U = 200 мм, V = 350 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n₁ при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры         К₁ = К₂ = 25 мм определяется по выражению

n₁ = ( L_c  - 2 · К₁ ) / U  = ( 4.595  - 2 · 0,025 ) / 0,200 = 22.73;

принимаем  n₁ = 22, вычислим доборный шаг U₁  (U₁ ≥ 50 мм)

            U₁ = L_c  -  n₁ · U - 2 · К₁ =  4.595 – 25 · 0,200 – 2 · 0,025 = 0,145 м > 0.050 м,

Число шагов n₂  монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К = 15 мм определяется по выражению

n₂ = (  В_с1 - 2 · К ) / V =  (  1.64 - 2 · 0,015 ) / 0.350 = 4.6 ;

принимаем  n₂ = 4, вычислим доборный шаг V₁  (V₁  ≥  50 мм)

V₁ = В_с1 -  n₂ · V  -  2 · К = 1.64  -  4 · 0.350  -  2 · 0,015 = 0,21 м > 0,050 м.

Выполним конструирование сетки  С2 (U = 125 мм, V = 350 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n₁ при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры  К₁ = К₂ = 25 мм определяется по выражению

n₁ = ( L_c  - 2 · К₁ ) / U  = ( 4,595  - 2 · 0,025 ) / 0,125 = 36.36;

принимаем  n₁ = 36, вычислим доборный шаг U₁  (U₁ ≥ 50 мм)

U₁ = L_c  -  n₁ · U - 2 · К₁ =  4.595 – 36 · 0,125 – 2 · 0,025 = 0,045 м<0,050.

Увеличиваем выпуски К₁=50мм, К₂=45мм.

Число шагов n₂  монтажной арматуры при рекомендуемых по условию анкеровки выпусках поперечной рабочей арматуры К =25 мм определяется по выражению

n₂ = (  В_с2 - 2 · К ) / V =  (  1.710 - 2 · 0,025 ) / 0,350 =4.74 ;

принимаем  n₂ = 4, вычислим доборный шаг V₁  (V₁  ≥  50 мм)

V₁ = В_с2 -  n₂ · V  -  2 · К = 1.710  -  4 · 0,350  -  2 · 0,025 = 0,260 м > 0,050 м.

Выполним конструирование сетки  С3 (U = 200 мм, V = 350 мм): число шагов рабочей поперечной арматуры n₁ при рекомендуемых выпусках монтажной продольной арматуры  К₁ = К₂ = 25 мм определяется по выражению