Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания (144650)

Посмотреть архив целиком

Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет

Институт экономики, управления и права

Кафедра железобетонных и каменных конструкций








Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине


«Железобетонные конструкции» по теме:


«РАСЧЕТ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ»












Нижний Новгород – 2010г.


1. Исходные данные


Район строительства – г.Ярославль (IV снеговой район).

Сетка колонн: поперёк здания – 5.7 м х 4 шт, вдоль здания - 6.7 м х 6 шт.

Высота этажа – 3.3 м.

Количество этажей – 4.

Временная нормативная нагрузка – р= 8.5 кН/м2.

Коэффициенты – к1= 0.75, К2= 0.8.

Бетон тяжелый класса для: плиты – В25, ригеля – В20, колонны – В25.

Рабочая арматура класса для: полка сборной плиты – А400, продольные рёбра плиты – А500, ригель – А500, колонны – А400.


Проектирование элементов железобетонных конструкций выполняется в соответствии с действующими Нормами.


  1. 2. Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного здания


В соответствии с заданием проектируются сборные железобетонные конструкции 4-этажного, 3–пролетного производственного здания без подвала, с обычными условиями эксплуатации помещений (относительная влажность воздуха не выше 75%) и временными нагрузками на перекрытиях p = 8.5 кН/м2.

Здание имеет полный железобетонный каркас с рамами, расположенными в поперечном направлении. Поперечные рамы образуются из колонн, располагаемых на пересечениях осей, и ригелей, идущих поперек здания. Ригели опираются на короткие консоли колонн. Места соединения ригелей и колонн, после сварки выпусков арматуры и замоноличивания стыков, образуют жесткие рамные узлы. Ригели и колонны делаются прямоугольного сечения.

На рамы по верху ригелей опираются плиты перекрытий (покрытия), располагаемой длинной стороной вдоль здания. Номинальная длина плит равна расстоянию между осями рам lк=6.7 м. У продольных стен укладываются плиты половинной ширины, называемыми доборными. По рядам колонн размещаются связевые плиты, приваренные к колоннам и образующие продольные распорки.

Продольные стены выполняются навесными или самонесущими из легкобетонных панелей. Привязка колонн крайних рядов и наружных стен к продольным разбивочным осям – «нулевая».


  1. 3. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

  2. 3.1 Компоновка сборного перекрытия


План и поперечный разрез проектируемого здания, решенного в сборном железобетоне, представлены на рисунке 1.

Сборное железобетонное перекрытие компонуется из двух элементов: сборных ребристых плит (именуемых ниже «плиты») и сборных ригелей. Ригели поперечных рам во всех зданиях направлены поперек, а плиты – вдоль здания.

Ригели проектируются с ненапрягаемой рабочей арматурой. Поперечное сечение ригеля принимается прямоугольным.


  1. 4.Расчет сборной ребристой плиты.


Рис. 2. Схема армирования ребристой плиты в поперечном сечении


Для сборного железобетонного перекрытия, представленного на плане и в разрезе на рис. 1, требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн llк= 5.7 х 6.7 м. Направление ригелей междуэтажных перекрытий – поперек здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кН/м2. Вся временная нагрузка условно считается длительной. Коэффициент надежности по назначению здания принимается γn=0,95, коэффициенты надежности по нагрузке: временной - γƒ = 1,2; постоянной - γƒ = 1,1. Бетон тяжелый класса В25. По таблицам СНиП 2.03.01-84 расчетные сопротивления бетона Rb = 14.5 МПа и Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1=1,0 С учетом этого значения коэффициента γb1, принимаемые далее в расчетах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:


Rb = 1,0 ∙ 14.5 = 14.5 МПа;

Rbt = 1,0 ∙ 1.05 = 1.05 МПа.

Для расчета по второй группе предельных состояний (расчет прогиба и ширины раскрытия трещин) расчетные сопротивления бетона будут Rb,ser= 18.5 МПа, Rbt,ser= 1,55 МПа; модуль упругости бетона Eb = 30000 МПа (п. 5.2.10).

Основные размеры плиты:


длина плиты: ln = lk – 50 мм = 6700 – 50 = 6650 мм;

номинальная ширина: В = l:5 = 5700:5 = 1140 мм;

конструктивная ширина : В1 = В – 15 мм = 1140 – 15= = 1125 мм.


Высоту плиты ориентировочно, принимая всю нагрузку длительной, определяем по формуле:

h=cl0Θ (4.1)

h = 30 ∙ 64001,5 = 511 мм


но не менее h = ln/15 = 6650/15= 443 мм.

с = 30 – при армировании сталью класса А400

l0 = lк – b = 6700 – 300 = 6400 мм – пролёт ребра плиты в свету, где

b=300 мм – предварительно принимаемая ширина сечения ригеля;

Rs=355 МПа – расчётное сопротивление арматуры класса А‑ІІІ (А400) для предельного состояния первой группы;

Es=2105 МПа – модуль упругости арматуры;

 =1,5.

Принимаем h = 500 мм.


  1. 4.1 Расчет плиты по прочности (первая группа предельных состояний)


1. Расчет полки плиты.

Толщину полки принимаем hƒ = 50 мм.

Пролет полки в свету l0п = В1 – 240 мм = 1125 – 240 = 885 мм = 0,885 м.

Расчетная нагрузка на 1 м2 полки:

Постоянная (с коэффициентом надежности по нагрузке γƒ = 1,1):

  1. вес полки: γƒhƒρ = 1,1 ∙ 0,05 ∙ 25 = 1,375 кН/м2,

25 кН/м3 – вес 1 куб. м тяжелого железобетона;

  1. вес пола и перегородок 1,1 ∙ 2,5 = 2,75 кН/м2. При отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок, их нормативный вес принимаем 2,5 кН/м2.


Итого постоянная нагрузка: g0 = 1,375+2,75 = 4,125 кН/м2.

Временная нагрузка (с γƒ = 1,2): p0 = 1,2 ∙ 8.5 = 10.2 кН/м2.


Полная расчетная нагрузка (с γn = 0,95):


q = γn (g0+ p0)=0,95(4,125+10.2) = 13.61 кН/м2.


Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) по абсолютной величине равен:

М = , кН∙м. (4.2)

М =13.61·(0.885)2/11= 0.97 кН∙м.


По заданию полка армируется сварными сетками из обыкновенной арматурной проволоки класса А400.

Расчетное сопротивление Rs = 355 МПа


h0 = hƒ′ - a = 50 – 17,5 = 32,5 мм; b = 1000 мм,


где а = 17.5 – 19 мм, примем а = 17.5 мм

По формулам имеем:


(4.3.)


Проверяем условие αm < αR:

. (4.4.)


Граничная относительная высота сжатой зоны:


(4.5.)

αR = ξR(1-0,5 ξR) (4.6.)

αR = 0,531(1-0,5∙0,531) = 0,39


Таким образом, условие αm = 0,063 < αR = 0,39 выполняется.

Находим площадь арматуры:



Аs= (4.7.)


Аs=14.5/355·1000·32.5·(1-√1-2·0.063) = 86 мм2


Нижние (пролётные) и верхние (надопорные) сетки принимаем:


С1(С2) ; Аs =141 мм2 (+8,5%).


Процент армирования полки:


μ%=0.43%.


  1. Каждое поперечное торцовое ребро армируется -образным сварным каркасом с рабочей продольной арматурой 3 Ø 6 А400 и поперечными стержнями Ø 4 В500 с шагом 100 мм.

  2. Расчет продольных ребер. Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h =500 мм и конструктивной шириной В1=1125 мм (номинальная ширина В=1,14 м). Толщина сжатой полки hƒ = 50 мм.

Расчетный пролет при определении изгибающего момента принимаем равным расстоянию между центрами опор на ригелях:


l=lk – 0,5b = 6,7 – 0,5 ∙ 0,3 = 6.55 м;


расчетный пролет при определении поперечной силы:


l0 = lkb = 6,7 – 0,3=6.4 м,


где b=0,3 м – предварительно принимаемая ширина сечения ригеля.

Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит:

а) расчетная нагрузка для расчета на прочность (первая группа предельных состояний, γƒ >1): постоянная


7.29 кН/м


где– расчётная нагрузка от собственного веса двух рёбер с заливкой швов


кН/м, где

=220 мм – средняя ширина двух рёбер.

 = 25 кн/м3.

временная p = γn p0 B = 0,95 · 10.2 · 1,14 = 11.05 кН/м;

полная q = g + p = 7,29 + 11.05 = 18.34 кН/м;


б) расчетная нагрузка для расчета прогиба и раскрытия трещин (вторая группа предельных состояний, γƒ=1):


qII = qn = 15.84 кН/м.


Усилия от расчетной нагрузки для расчета на прочность



М =98.4 кН·м;

Q =58.7 кН.


Изгибающий момент для расчета прогиба и раскрытия трещин


МII =84.95 кН·м.


4.2 Расчет прочности нормальных сечений


Продольная рабочая арматура в ребрах принята в соответствии с заданием класса А500, расчетное сопротивление Rs=435 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчетная ширина полки:


b´f = B1 – 40 мм = 1125 – 40 = 1085 мм;

h0 = ha = 500 – 50 = 450 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).


Случайные файлы

Файл
79750.rtf
116403.rtf
24856.rtf
43103.rtf
158550.rtf




Чтобы не видеть здесь видео-рекламу достаточно стать зарегистрированным пользователем.
Чтобы не видеть никакую рекламу на сайте, нужно стать VIP-пользователем.
Это можно сделать совершенно бесплатно. Читайте подробности тут.