Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

  СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия [Текст]: утв. Госстроем России 29.05.2003: взамен СНиП II-6-74: дата введения 01.01.87. М.: ГУП ЦПП,

Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Курсовой проект

Строительство

Другие курсовые по предмету

Строительство

Сдать работу со 100% гаранией

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.

 

2. Конструктивное решение сборного железобетонного каркасного здания

 

В соответствии с заданием проектируются сборные железобетонные конструкции 4-этажного, 3пролетного 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».

 

3. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

 

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.

 

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=c∙l0Θ (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 АІІІ (А400) для предельного состояния первой группы;

Es=2105 МПа модуль упругости арматуры;

=1,5.

Принимаем h = 500 мм.

 

4.1 Расчет плиты по прочности (первая группа предельных состояний)

 

1.Расчет полки плиты.

Толщину полки принимаем h′ƒ = 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: γƒ ∙ h′ƒ ∙ ρ = 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 h′ƒ = 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 = lk b = 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

Похожие работы

1 2 3 4 5 > >>