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. 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 l_к=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».

2. 3. Проектирование сборного железобетонного перекрытия

4. 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.

2. 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 ll_к= 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 γ_n=0,95, коэффициенты надежности по нагрузке: временной - γ_ƒ = 1,2; постоянной - γ_ƒ = 1,1. Бетон тяжелый класса В25. По таблицам СНиП 2.03.01-84 расчетные сопротивления бетона R_b = 14.5 МПа и R_bt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b1=1,0 С учетом этого значения коэффициента γ_b1, принимаемые далее в расчетах по несущей способности (первая группа предельных состояний) величины расчетных сопротивлений равны:

R_b = 1,0 ∙ 14.5 = 14.5 МПа;

R_bt = 1,0 ∙ 1.05 = 1.05 МПа.

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

Основные размеры плиты:

– длина плиты: l_n = l_k – 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∙l₀ Θ (4.1)

h = 30 ∙ 6400 1,5 = 511 мм

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

с = 30 – при армировании сталью класса А400

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

b=300 мм – предварительно принимаемая ширина сечения ригеля;

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

E_s=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 h′_ƒ = 50 мм.

Пролет полки в свету l_0п = В₁ – 240 мм = 1125 – 240 = 885 мм = 0,885 м.

Расчетная нагрузка на 1 м² полки:

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

1. вес полки: γ_ƒ ∙ 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 γ_ƒ = 1,2): p₀ = 1,2 ∙ 8.5 = 10.2 кН/м².

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

q = γ_n (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 R_s = 355 МПа

h₀ = h_ƒ′ - 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 α_m < α_R:

. (4.4.)

Граничная относительная высота сжатой зоны:

(4.5.)

α_R = ξ_R(1-0,5 ξ_R) (4.6.)

α_R = 0,531(1-0,5∙0,531) = 0,39

Таким образом, условие α_m = 0,063 < α_R = 0,39 выполняется.

Находим площадь арматуры:

А_s= (4.7.)

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

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

С1(С2) ; А_s =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=l_k – 0,5b = 6,7 – 0,5 ∙ 0,3 = 6.55 м;

расчетный пролет при определении поперечной силы:

l₀ = l_k – 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, γ_ƒ >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 = γ_n 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, γ_ƒ=1):

q_II = q_n = 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

М_II = 84.95 кН·м.

4.2 Расчет прочности нормальных сечений

Продольная рабочая арматура в ребрах принята в соответствии с заданием класса А500, расчетное сопротивление R_s=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:

_m = 0,031;

= = 0,031;

x = h₀ = 0,031 450 = 14 мм < h_f=50мм;

Проверяем условие α_m < α_R:

Граничная относительная высота сжатой зоны:

α_R = ξ_R(1-0,5 ξ_R) = 0,49(1-0,5∙0,49) = 0,370.

Таким образом, условие α_m = 0,031 < α_R = 0,370 выполняется.

Площадь сечения продольной арматуры:

A_s=

A_s 517 мм²

Принимаем продольную арматуру 414 А400 с А_s = 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 Q_max = 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 d_sw= 4 мм из проволоки класса В500, A_sw1=12,6 мм²; расчетное сопротивление R_sw = 300 МПа. При A_sw1=12,6 мм² и n = 2 (на оба ребра) имеем:

A_sw = n A_sw1=212,6 = 25,2 мм².

Бетон тяжелый класса В25 (R_b = 14.5 МПа; R_bt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Шаг хомутов предварительно принимаем: