Размещено на http://www.allbest.ru/

Нижегородский государственный

архитектурно-строительный университет

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

КОНТРОЛЬНАЯ РАБОТА

на тему: «Расчёт монолитных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания»

Преподаватель Киселёв Н.Н.

Студент гр.178 Шапошников А.А.

2004 год

Содержание

1. Расчёт плиты монолитного железобетонного перекрытия

1.1 Исходные данные

1.2 Расчётные пролёты плиты

1.3 Расчётные нагрузки

1.4 Изгибающие моменты (на 1 м ширины плиты)

1.5 Расчёт плиты на прочность по нормальным сечениям

2. Расчёт второстепенной балки монолитного железобетонного междуэтажного перекрытия

2.1 Дополнительные исходные данные

2.2 Расчётные пролёты второстепенной балки

2.3 Расчётные нагрузки

2.4 Расчётные изгибающие моменты

2.5 Расчётные поперечные силы по граням опор

2.6 Расчёт балки на прочность по нормальным сечениям

2.7 Расчёт балки на прочность по наклонным сечениям

1. Расчёт плиты монолитного железобетонного перекрытия

1.1 Исходные данные

Сетка колонн l?l_k = (5,55+5,55+5,55+5,55)6,20м.

Коэффициент надёжности по назначению г_п=0,95.

Нормативная временная нагрузка на перекрытии Р_п=17,5 Кн/м^2.

Бетон тяжелый класса В-15

Относительная влажность воздуха помещений не выше 75%.

Расчётное сопротивление тяжёлого бетона класса В 15 осевому сжатию R_b = 8,5 МПа. С учётом коэффициента условий работы г_b2=0,90 в расчётах принимается значение R_b = 0,9•8,5 = 7,65 МПа.

По таблице П.3 приложения для арматуры класса А-III диаметром 6-8 мм расчётное сопротивление растяжению R_s = 355 МПа.

Предварительно назначаем:

толщину плиты h_п=70 мм;

размеры сечения второстепенной балки:

высоту - h_в = 1/12•l_к = 1/12•6200 = 516 мм, принимаем h_в = 520 мм;

ширину - b_в = (0,4-0,5)• h_в = (0,4-0,5)•520 = 208-260 мм, принимаем

b_в=220 мм.

монолитное перекрытие железобетон плита балка

1.2 Расчётные пролёты плиты

Крайние пролёты: l₁ = S-1,5•b_в-0,05 м = 1,85-1,5•0,22-0,05 = 1,47 м

Средние пролёты: l₂ = S-b_в = 1,85-0,22 = 1,63 м > l₁ = 1,47 м

1.3 Расчётные нагрузки

а) Постоянная (с г_f = 1,1):

собственный вес плиты 1,1•0,0 7•25 = 1,93 кН/м²;

вес пола и перегородок 1,1•2,5 = 2,75 кН/м²

Итого постоянная нагрузка g₀ = 1,93+2,75 = 4,68 кН/м²
б) Временная нагрузка (с г_f = 1,2): p₀ = 1,2•17,5 = 21 Кн/м²
в) Погонная расчётная нагрузка для полосы плиты шириной в 1 м при учёте г_n = 0,95

q = г•(g₀+p₀) = 0,95•(4,68+21) = 24,40 кН/м

1.4 Изгибающие моменты (на 1 м ширины плиты)

В крайних пролётах: кН•м.

На вторых с края опорах В: кН•м.

В средних пролётах: кН•м.

На средних опорах: М_С = -М₂ = - 4,05 кН•м.

1.5 Расчёт плиты на прочность по нормальным сечениям

Определение толщины плиты производится по М₁ = 4,79кН•м;

b = 1000 мм. Задаваясь значением о = 0,25, по таблице П.4 приложения находим б_m = 0,219.

мм

h_п = h₀+a = 53,47+13 = 66,47 мм. Принимаем h_п = 70 мм.

Расчёт арматуры (на 1 м ширины плиты)

а) Крайние пролёты.

М₁ = 4,79 кН•м; b = 1000 мм.

Принимаем а = 13 мм, тогда h₀ = h_п-а = 70-13 = 57 мм.

,

о = 0,216; ж = 0,892 (таблица П.4 приложения)

мм²

По таблице П.8 приложения принята арматура:

O 8 А-III шаг 200 мм с А_s=251 мм²

Нехватка площади арматуры по сравнению с принятой :

(251-264)/264100%=4,9%<5%

б) Вторые с края опоры В:

М_В = -4,63 кН•м; b = 1000 мм; а = 13 мм; h₀ = 57 мм.

о = 0,207; ж = 0,896

мм²

Принято: O 8 А-III шаг 200 мм с А_s=251 мм²

Нехватка площади арматуры:

=(251-255)/255100%=1.57%<5%

в) Средние пролёты и средние опоры.

М₂ = -М_С = 4,05 кН•м; b = 1000 мм; а = 13 мм; h₀ = 57 мм.

о = 0,179; ж = 0,911

Так как h_п / l₂ = 70/1630 = 1/23 > 1/30, при определении площади арматуры A_S учитываем благоприятное влияние распора путём введения в расчётную формулу коэффициента, равного 0,8 :

мм

Принято: O6 А-III шаг 150 мм с А_s=189 мм²

г) Рабочая арматура верхней сетки на крайней опоре А.

А_S ? 0,50•А_S1 = 0,50•264 = 132 мм²

принято

O 6 А-III шаг 200 мм с А_s = 141 мм²

2. Расчёт второстепенной балки монолитного железобетонного междуэтажного перекрытия

2.1 Дополнительные исходные данные

Коэффициент снижения временной нагрузки для второстепенной балки к₃ = 0,9.

Продольная и поперечная арматура пролётных сварных каркасов- класса А-III.

Расчётное сопротивление бетона В15 осевому сжатию с учётом коэффициента условий работы г_b2 = 0,90: равно R_b =7,65 МПа.

Расчётное сопротивление бетона В15 осевому растяжению с учётом коэффициента г_b2 = 0,90: R_bt = =0,90•0,75 = 0,675 МПа, где 0,75 МПа - табличное значение R_bt для предельных состояний первой группы .

Начальный модуль упругости тяжелого бетона класса В15 естественного твердения Е_b = 23•10³МПа.

Расчётные сопротивления арматуры класса А-III растяжению

а) продольной рабочей арматуры пролётных каркасов и опорных гнутых сеток диаметром 10-40 мм R_b = 365 МПа;

б) поперечной арматуры пролётных каркасов диаметром 6-8 мм МПа

Модуль упругости поперечной арматуры класса A-III: МПа

Предварительно принятые размеры сечения балки

b_В = 220 мм;

h_В = 550 мм;

S = 1,87 м;

Фактическая толщина плиты соответствует предварительно принятой и равна h_п =70 мм.

Назначаем размеры сечения главной балки:

Высоту h_г = 1/9•l = 1/9•555 = 617 мм,

принимаем h_г = 650 мм >= h_в+150 мм = 520+150 мм = 670 мм;

ширину b_г = (0,4-0,5)h_г = (0,4-0,5)•650 = 260-325 мм

принимаем b_г = 300 мм.

2.2 Расчётные пролёты второстепенной балки

Крайний пролёт: м = м

Средние пролёты: м > м.

2.3 Расчётные нагрузки

а) Постоянная (при г_f=1,1 и г_n=0,95).

Фактическая толщина плиты h_п = 70 мм совпала с предварительно принятой при подсчёте постоянной нагрузки на 1 м² плиты, расчётную нагрузку g₀ от собственного веса плиты и веса пола и перегородок принимаем по подсчётам, выполненным в разделе 1:

g₀ = 4,68 Кн/м².

Расчётная погонная нагрузка от собственного веса ребра балки

кН/м

Расчётная постоянная нагрузка с учётом г_n = 0,95 равна:

кН/м

б) Временная нагрузка (при г_f = 1,2; k₃ = 0,9 и г_n = 0,95).
p₀ = 21 кН/м². Расчётная временная эквивалентная погонная нагрузка на балку составит:

кН/м

в) Полная расчётная нагрузка на балку:

кН/м

2.4 Расчётные изгибающие моменты

В крайнем пролёте: кН/м

На второй с края опоре В: кН/м

В средних пролётах:

а) положительный момент кН/м

б) отрицательный момент между точками 6 и 7

Значения коэффициента в при p/g = 3,0 по таблице 4:

для точки 6: в = -0,035

для точки 7: в = -0,016

Для определения момента М_6-7:

кН/м

На средних опорах С: М_С = -М₂ = -95,79 кН/м

2.5 Расчётные поперечные силы по граням опор

На крайней опоре А: кН/м

На второй с края опоре В слева: кН/м

На опоре В справа и на всех средних опорах С:

кН/м

2.6 Расчёт балки на прочность по нормальным сечениям

М_В = -109,48 кН/м, b = 220 мм

задаваясь о = 0,35 чему соответствует б_m = 0,289

мм

Значение а принимаем равным 40 мм

Тогда h = h₀+a = 474+40 = 514 мм

Принимаем h = 550 мм.

Отношение h/b = 550/220 = 2,5 лежит в допустимых пределах..

Расчёт арматуры.

а) Крайний пролёт.

М₁ = 130,05 кН•м; h = 550 мм; сечение тавровое (полка на стороне сжатой части сечения); а = 60 мм; h₀ = h-a = 550-60 = 490 мм

h_f`= 70 мм > 0,1•h = 0,1•550 = 55 мм

Расчётная ширина полки: b_f`=b+l₁/3=220+5700/3=2120 мм

b_f`= S = 1850 мм.

Принимаем b_f`=1850 мм

о = 0,039; ж = 0,981

х = о•h₀ = 0,039•490 = 19,11 мм < h_f` = 70 мм, т.е. нейтральная ось находится в полке.

мм²

принимаем арматуру:

2O16 А-III+2O14 A-III C A_S = 402+308 = 710 мм², по 1O16 A-III и 1O14 A-III на каждом из каркасов.

Нехватка принятой площади арматуры

Д = <5%

б) Вторая с края опора В:

М_n = -109,48 кН•м; h = 550 мм; сечение прямоугольное, шириной b = 220 мм; а=40 мм; h₀=h-a=550-40 = 510 мм.

о = 0,291 ; ж = 0,854

мм²

Принято:

2O16А-III+2O14 A-III C A_S = 402+308 = 710 мм², по 1O16 A-III и 1O14 A-III на каждый из двух гнутых опорных сеток.

в) Средние пролёты.

На положительный момент М₂ = 95,79 кН•м.

h =550 мм; а = 60 мм; h₀=490 мм.

Расчётная ширина полки: b_f` = b+l₂/3 = 220+5900/3 = 2187 мм

b_f` = S = 1850 мм < 2187 мм. Принимаем в расчёте b<sub>f</sub>` = 1850 мм

о = 0,028; ж = 0,986

х = о•h₀ = 0,028•490 = 13,72 мм < h_f`= 70 мм, т.е. нейтральная ось находится в полке.

мм²

Принимаем арматуру:

2O14А-III+2O12 A-III C A_S = 308+226 = 534 мм², по 1O14 A-III и 1O12 A-III на каждом из пролетных каркасов.

Нехватка площади принятой арматуры

=(534-543)/543100%=1,66%<5%

На отрицательный момент М_6-7 = -39,08 кН•м.

h = 550 мм; b = 220 мм, а = 85 мм; h₀ = 465 мм

о=0,113; ж=0,942

мм²

Принято:

2O14 А-III C A_S = 308 мм², по 1O14 A-III на каждом из пролётных каркасов.

г) Средние опоры С.М_с = - 95,79 кН•м.

h = 550 мм; b = 220 мм

а = 40 мм; h₀ = 510 мм

о = 0,25; ж = 0,875

мм²

Принято:

4O14 А-III с A_S = 616 мм², по 2O14 A-III на каждом из двух гнутых опорных сеток.

д) Крайняя опора А:

Требуемая площадь рабочей арматуры в гнутой опорной сетке :

А^{оп А}?0,25•А_S1 = 0,25•741 = 185 мм².

Принято:

2O12 A-III с А_S=226 мм².

2.7 Расчёт балки на прочность по наклонным сечениям

Каждый пролёт второстепенной балки армируется двумя плоскими сварными каркасами с односторонним расположением рабочих продольных стержней при наибольшем диаметре их d=16 в крайнем пролёте.

Поперечные стержни пролётных каркасов выполняются из арматуры класса A-III

Во всех пролётах принимаем поперечные стержни из арматуры класса A-III диаметром 6 мм.

Площадь поперечного сечения одного стержня диаметром мм- мм² (таблица П.6 приложения). Число поперечных стержней, расположенных в одной плоскости, нормальной к продольной оси балки, равно числу плоских пролётных сварных, т.е. n=2.

Площадь поперечного сечения этих двух стержней

мм²

Поскольку мм = 1/3d = 1/3•16 = 6 мм, расчётное сопротивление для поперечных стержней из арматуры класса A-III МПа.

Предельное усилие в поперечных стержнях, расположенных в одной плоскости, нормальной к продольной оси балки:

Н.

Сечение балки при расчёте на Q рассматривается прямоугольным , размерами: b=220 мм, h=550 мм, величина а принимается равной 60 мм и h₀ = h-a = 550-60 = 490 мм.

Принимаем шаги поперечных стержней, кратные 50 мм:

-на приопорных участках при h = 550 мм

s₁=150 мм, что меньше h/3 = 550/3 = 183 мм и 550;

-на средних участках:

s₂=350 мм, что меньше 3/4•h = 3/4•550 = 412,5 мм и 550;

Длины приопорных участков:

для крайнего пролета l_оп1 = l₁/4 = 5,7/4 = 1,425 м

для средних пролётов l_оп2 = l₂/4 = 5,9/4 = 1,475 м

Длины средних участков:

для крайнего пролета l_ср1 = l₁/2 = 5,7/2 = 2,85 м

для средних пролётов l_ср2 = l₂/2 = 5,9/2 = 2,95 м

Расчёт выполняем для приопорного участка крайнего пролёта с наибольшей поперечной силой у грани опоры В слева:

Q_max = Q^л_в = 150,58 кН = 150580 Н.

s_max = мм

т.е. принятый шаг s₁=150 мм удовлетворяет условию.

а) Проверка обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между наклонными трещинами по условию:

E_b=23•10³ МПа, E_S=200•10³ МПа.

;

;

<1,3

Условие прочности:

кН = 245564 Н > > Q_max = 150580 Н

б) Проверка обеспечения прочности по расчётной наклонной трещине.

Предельное усилие в поперечных стержнях пролётных каркасов на приопорном участке на единицу длины вдоль пролёта балки:

кН/м

Н•мм = 71,31 кН•м

кН

кН/м < кН/м

Сохраняем принятый шаг s₁=150 мм и диаметр мм поперечных стержней.

Погонная нагрузка в пределах длины с проекции наклонного сечения при расчёте на Q:

кН/м

Поскольку q₁ = 27,42 кН/м < кН/м, дальнейший расчёт выполняем по общему случаю - при с₀ ? с и значение с определяем по формуле:

м > (ц_b2/ц_b3)h₀ = 3,33h₀ = 3,33•0,490 = 1,632 м

Принимаем с=1,613 м.

Определяем с₀ по формуле:

м

Значение с₀ = 0,814 м < c = 1,613 м и < 2h₀ = 2•0,490 = 0,98 м, а также с₀ = 0,814 м > h₀ = 0,490 м,. Принимаем с₀ = 0,814 м.

Определяем величины Q, Q_b и по формулам:

кН

кН > Q_min = 43,66 кН

кН

Проверяем условие прочности:

кН > Q = 106,35кН

т.е. условие прочности по опасной наклонной трещине выполняется.

Для других приопорных участков, где величины поперечных сил меньше, чем Q^л_в, выполнение условий прочности тем более обеспечивается.

Поскольку с = 1,613 м. больше, чем длина приопорного участка крайнего пролета (l_оп1 = 1,425 м и l=1,475 м), увеличим длину этого участка. На приопорных участках следует ставить поперечные стержни с учащенным шагом S₁=150 м, до величины с ? 1,62 м, фактическая же их длина окончательно принимается при разбивке поперечных стержней на пролетных каркасах, однако она должна быть не менее 1,62 м.

Литература

1. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции, 1985.

2. Байков В. Н. , Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции (общий курс). Изд. пятое, перераб.,1991.-766с.

3. Расчёт железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Учебное пособие. Ишаков В. И., Киселёв Н.Н. Н. Новгород, 1994.

Размещено на Allbest.ru

...