скачать рефераты

МЕНЮ


Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

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, 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».


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 l´lк= 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 А‑ІІІ (А400) для предельного состояния первой группы;

Es=2×105 МПа – модуль упругости арматуры;

q =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):

a)     вес полки: γƒ ∙ h′ƒ ∙ ρ = 1,1 ∙ 0,05 ∙ 25 = 1,375 кН/м2,

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

b)     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%.


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

3.     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.

r = 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 = h – a = 500 – 50 = 450 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).


Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, имеем:


am =0,031;

x== 0,031;

x = xh0 = 0,031 × 450 = 14 мм < hf¢=50мм;


Проверяем условие αm < αR:


Граничная относительная высота сжатой зоны:


αR = ξR(1-0,5 ξR) = 0,49(1-0,5∙0,49) = 0,370.


Таким образом, условие αm = 0,031 < αR = 0,370 выполняется.

Площадь сечения продольной арматуры:


As=


As517 мм2


Принимаем продольную арматуру 4Æ14 А400 с Аs = 616 мм2 по два стержня в каждом ребре.


μ%=1.37% < 5%.


4.3 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу


Поперечная сила на грани опоры Qmax = 58.7 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 14 мм (рис. 2). Диаметр поперечных стержней должен быть не менее 4 мм. Принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 4 мм из проволоки класса В500, Asw1=12,6 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=12,6 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем:


Asw = n Asw1=2×12,6 = 25,2 мм2.


Бетон тяжелый класса В25 (Rb = 14.5 МПа; Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона γb1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Шаг хомутов предварительно принимаем:


Sw1 = 150 мм (S1 ≤ 0,5h0 = 0,5 ∙450 = 225 мм; S1≤300мм)

Sw2=300мм (S2 ≤ 0,75 h0 = 0,75 ∙ 450 = 337мм; S2 ≤500мм).


Прочность бетонной полосы проверим из условия (7):


>Qмах = 58700 Н


т.е. прочность полосы обеспечена

Интенсивность хомутов определим по формуле:


, Н/мм                                                                      (4.8.)

 Н/мм


Поскольку qsw=50.4 Н/мм > 0,25Rвtb = 0,25×1.05×170 =44.6 Н/мм – хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле:


, Н∙мм                                                                      (4.9.)

 Н∙мм


Определим длину проекции самого невыгодного наклонного сечения с:


кН/м.


Поскольку


 значение с определяем по формуле:

 , но не более 3h0                                                                                                   (4.10.)

 мм > 3h0=3×450=1350 мм,


следовательно, принимаем с=1350 мм.

Длина проекции наклонной трещины с0 – принимается равной с, но не более 2h0. Принимаем


с0 = 2h0 = 2 × 450 =900 мм. Тогда

QSW = 0,75qSW ×c0 = 0,75 ×50.4 × 900 = 34020 Н = 34.02 кН

кН,

кН.


Проверяем условие


кН >кН.


т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверим требование:


 > Sw1.                                                                            (4.11.)

 мм > Sw1=150 мм.


т.е. требование выполнено.


4.4 Определение приопорного участка


При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:


 Н/мм,

где

.


Поскольку


, тогда:

 , Н/мм

 Н/мм


Так как , то длина приопорного участка:


,                                                    (4.12.)

где                                                                          (4.13.)

Н

мм


4.5 Расчет плиты по деформациям и по раскрытию трещин (вторая группа предельных состояний)


1.  Расчет прогиба плиты

Исходные данные для расчета:

Изгибающий момент в середине пролета МII=84.95 кН×м.

Модуль упругости: бетона Eb=30000 МПа, арматуры Es=200000 МПа.

Сечение тавровое. С учетом замоноличивания бетоном продольного шва между ребрами расчетная ширина полки будет b¢f=1140 мм и средняя ширина ребра


b=(255+185)/2=220 мм

Проверяем наличие нормальных к продольной оси трещин в растянутой зоне ребер. Трещины образуются при условии


MII > Rbt,serWpl.                                                                                ( 4.14.)


Упругопластический момент сопротивления Wpl по растянутой зоне находим по формуле при А¢s=0 и g1=0:


Wpl=(0,292+0,75×2m1a+0,15g1¢)bh2,                                                         (4.15.)

где    g1¢=

m1=

a=

Wpl=(0,292+1,5×0,0056×6,67+0,15×0,42)·220×5002 = 22,605×106 мм3.

Rbt,serWpl.=1,55×22,605×106=35,04×106 Н×мм=35,0 4 кН×м < MII=84,95 кН×м,


т.е. растянутой зоне образуются трещины.

Кривизну 1/r определяем для элемента с трещинами в растянутой зоне, согласно пп. 4.27-4.29 СНиП 2.03.01-84* [2]. Для железобетонного изгибаемого элемента с ненапрягаемой арматурой формула (160) указанного СНиПа примет вид:


,                                                  (4.16.)


Где yb = 0,9 – для тяжелого бетона (п. 4.27);

v = 0,15 – для тяжелого бетона при продолжительном действии нагрузки (п. 4.27, табл. 35).

Коэффициент ys вычисляется по формуле (167) СНиП [2] при исключении третьего члена:


ys=1,25 - jlsjm,                                                                               (4.17.)


где jls=0,8 (п. 4.29, табл. 36, продолжительное действие нагрузки);


jm= < 1


(формула (168) для изгибаемого элемента при отсутствии предварительного напряжения).


ys=1,25 – 0,8×0,41 =0.922 < 1.       Согласно п. 4.29 СНиПа [2], принимаем ys=1,0.


Плечо внутренней пары сил и площадь сжатой зоны бетона определяется по приближенным формулам, полагая:


x= мм,

 мм,

 мм2.


Кривизна составит:


мм


Прогиб плиты в середине пролета будет


f= мм < fult= мм,


т. е. прогиб плиты лежит в допустимых пределах (см. [1], табл. 19).

2.  Проверка ширины раскрытия трещин, нормальных к оси продольных ребер, производится согласно пп. 4.14 и 4.15 СНиП 2.03.01 – 84* [2]. Ширина раскрытия трещин определяется по формуле (144) СНиПа:



Для рассчитываемой плиты, загруженной только длительной нагрузкой, входящие в расчетную формулу для аcrc величины согласно п. 4.14 СНиПа равны:


 < 0,02;


φl=1,6-15μ=1,6-15•0,0062=1,507   (тяжелый бетон естественной влажности); δ=1,0; η=1,0; d- диаметр принятой арматуры.

Напряжение в арматуре σs в сечении с трещиной при расположении арматуры в два ряда по высоте находится на основании формул (147) и (149) СНиПа [2] при значении Р=0 (предварительное напряжение отсутствует):

,

Где


Значения z и x принимаются такой же величины, как при расчете прогиба:


а1=50 мм;   мм;

;

Н/мм2=340.7 МПа < Rs,ser=500 МПа


(требование п. 4.15 СНиПа [2]).

Ширина раскрытия трещин составит:


 0,36 мм = acrc2 = 0,36 мм,


т.е. ширина раскрытия трещин лежит в допустимых пределах.


5. Расчет сборного ригеля поперечной рамы


Для сборного железобетонного перекрытия, план и разрез которого представлены на рис. 1, требуется рассчитать сборный ригель. Сетка колонн l´ lк = 6.7´5.7 м. Для ригеля крайнего пролета построить эпюры моментов и арматуры.


1.                Дополнительные данные


Бетон тяжелый, класс бетона B20, коэффициент работы бетона γb1 = 1,0. Расчетные сопротивления бетона с учетом γb1 = 1,0 равны:


Rb = 1,0∙11,5 = 11,5 МПа;

Rbt = 1,0∙0,9 = 0,9 МПа.


Продольная и поперечная арматура – класса A500. Коэффициент снижения временной нагрузки к1=0,75.


2.                Расчетные пролеты ригеля


Предварительно назначаем сечение колонн 400´400 мм (hc = 400 мм), вылет консолей lc = 300 мм. Расчетные пролеты ригеля равны:


-         крайний пролет l1 = l-1,5hc-2lc = 5,7 – 1,5 ∙ 0,4 – 2 ∙ 0,3 = 4,5 м;

-         средний пролет l2 = l - hc - 2lc = 6,7 – 0,4 – 2 ∙ 0,3 = 4,7 м.


3.                Расчетные нагрузки


Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной lк = 6,7 м, равной расстоянию между осями ригелей (по lк/2 с каждой стороны от оси ригеля).

а) постоянная нагрузка (с γn = 0,95 и γƒ = 1,1):

вес железобетонных плит с заливкой швов:


0,95∙1,1∙3∙6,7 = 21 кН/м;


вес пола и перегородок:


0,95∙1,1∙2,5∙6,7 = 17.5 кН/м;

Страницы: 1, 2


Copyright © 2012 г.
При использовании материалов - ссылка на сайт обязательна.