Файл: Курсовая работа Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания Студент гр. 181 Сильченко М. К.docx

Федеральное агентство по образованию

Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования

«Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет»

Кафедра железобетонных, каменных и деревянных конструкций

Курсовая работа
Расчёт сборных железобетонных конструкций

многоэтажного производственного здания

Студент гр.181 Сильченко М.К.

Преподаватель Ламзин Д.А.
Нижний Новгород

2015

Содержание

1. Расчёт ребристой плиты

---

1.1 Исходные данные

Для сборного железобетонного перекрытия, представленного на плане и разрезе рисунка 1, требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн ll_к= 6,1 х6,2 м. Направление ригелей междуэтажных перекрытий поперёк здания. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 20 кН/м². Длительная нагрузка равна 15 кН/м². Коэффициент надежности по ответственности здания γ_n=1,0 (статья 16 пункт 7 [1]), коэффициенты надежности по нагрузке: временной - γ_ƒ = 1,2; постоянной – γ_ƒ = 1,1. Бетон тяжелый класса В20.

По таблицам Приложения «Б» расчетные сопротивления бетона R_b = 11,5 МПа и R_bt = 0,9 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b1=1,0, так как присутствует нагрузка непродолжительного действия составляющая более 10 % (см. СП [4], п. 5.1.10). С учётом этого значения коэффициента γ_b1, принимаемые далее в расчётах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:

R_b = 1,0 ∙ 11,5 = 11,5 МПа; R_bt = 1,0 ∙ 0,9 = 0,9 МПа.

Основные размеры плиты (рисунок 2):

– длина плиты l_n = l_k – 450 мм = 6200 – 450 = 5750 мм;

– номинальная ширина В = l:4 = 6100:4 = 1525 мм;

– конструктивная ширина В₁ = В – 15 мм = 1525 – 15= 1510 мм.

Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:

,

Принимаем h = 400 мм.

a)



б)


Рисунок 1 - Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания.

а – план перекрытия; б – разрез здания А-А

---

1.2 Расчет плиты по прочности

(первая группа предельных состояний)

Расчет полки плиты.

Толщина полки принята h′_ƒ = 50 мм.

Пролёты полки в свету по рисунку 2:

l₂ = В₁ – 240 мм = 1510 – 240 = 1270 мм.

Меньший размер:




Рисунок 2 – К расчёту ребристой плиты
Расчётная нагрузка на 1 м² полки:

Постоянная с коэффициентом надежности по нагрузке γ_ƒ = 1,1:

• 
  вес полки: γ_ƒ ∙ h′_ƒ ∙ ρ = 1,1 ∙ 0,05 ∙ 25 = 1,375 кН/м²,
  

где ρ=25 кН/м³- вес 1 м³ тяжелого железобетона;

• 
  вес пола и перегородок 1,1 ∙ 2,5 = 2,75 кН/м². (при отсутствии сведений о конструкции пола и перегородок, их нормативный вес принят 2,5 кН/м²).
  

Итого постоянная нагрузка: g₀ = 1,375+2,75 = 4,13 кН/м².

Временная нагрузка (с γ_ƒ = 1,2): p₀ = 1,2 ∙ 20 = 24,0 кН/м².

Полная расчётная нагрузка (с γ_n = 1,0):

q= γ_n (g₀+p₀)=1,0 (4,13+24) = 28,13 кН/м².

Схема армирования плиты и эпюра моментов в полке плиты представлена на рисунке 3.

Рисунок 3 – Схема армирования плиты и эпюра М в полке плиты
Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) при прямоугольных полях (l₁ l₂):


Площадь арматуры при h₀ = h – a = 50 – 19 = 31мм (a = защитный слой 15мм + расстояние до середины толщины сетки при арматуре Ø4 В500).

Расчетное сопротивление арматуры R_s = 435 МПа (таблица Приложения «В»).




Проверка условия α_m < α_R:



α_R = 0,376

Таким образом, условие α_m = 0,093 < α_R = 0,376 выполняется



Принята сетка: ; А_s

---

=83,8 мм² (+4,5%)

Процент армирования полки:


Расчёт поперечных рёбер.

Расчёт прочности нормальных сечений

Высота ребра h_р = 200мм, арматура А400, расчётный пролёт

l_р =l₂= 1270мм.

Расчётная нагрузка от собственного веса ребра:


Временная расчётная нагрузка на ширине ребра 0,1м

1,0·24,0·0,10 = 2,4

Расчётная схема ребра, эпюра нагрузки и моментов представлена

на рисунке 4.
Рисунок 4 – Расчётная схема и эпюра М поперечного ребра
Таким образом, изгибающий момент в пролёте поперечного ребра будет равен:



Сечение тавровое, расчётная ширина полки:



h₀ = h – a = 200 – 35 = 165 мм (a_min = 35мм)

Расчёт арматуры:







Принят 1Ø12 А400 с А_s = 113,1 мм² (+13,1%).
Продольные рёбра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h= 400 мм и конструктивной шириной В₁=1510 мм (номинальная ширина В=1,525 м). Толщина сжатой полки h′_ƒ = 50 мм.

Расчётный пролет при определении изгибающего момента принимается равным расстоянию между центрами опор на ригелях:

l=l_п– 100= 5750 – 100 = 5650 мм;

расчетный пролет при определении поперечной силы:

l₀ = l_п– 200= 5750 – 200=5550 мм,

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

- постоянная



где - расчётная нагрузка отсобственного веса трёх поперечных рёбер

---

- расчётная нагрузка от собственного веса двух продольных рёбер с заливкой швов



где: =220 мм - средняя ширина двух рёбер и шва;

 = 25 кН/м³- вес 1 м³ тяжелого железобетона.

• 
  временная p= γ_n p₀ B= 1,0 · 24· 1,525= 36,6 кН/м;
  
• 
  полная q= g+ p= 9,59 + 36,6 = 46,19 кН/м;
  

Усилия от расчетной нагрузки для расчёта на прочность




Расчет прочности нормальных сечений
Продольная рабочая арматура в рёбрах принята в соответствии с заданием класса А400, расчётное сопротивление R_s=350 МПа (таблица Приложения «В»). Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне представлено на рисунке 5; расчетная ширина полки b´_f= B = 1525 мм; h′_ƒ =50мм, h₀ = h – a= 400 – 50 = 350 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).



Рисунок 5 – Расчётное сечение продольного ребра по прочности
Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, α_m и ξ будут равны:

;

;

Проверка условия:

x= h₀ = 0,09 350 = 31,44 мм < h_f=50 мм;

_<

Площадь сечения продольной арматуры:



Принимаем продольную арматуру 222 +225 А400 с А_s= 1742 мм² (+9,6%) по два стержня в каждом ребре.

Расчёт нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели

Расчет по прочности производят из условий:

---