Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство образования и науки России

Федеральное государственное общеобразовательное учреждение высшего профессионального образования

Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

Курсовой проект

Расчёт железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Выполнил:

Голованов А.В.

Нижний Новгород, 2013 г.



Введение

Задачей данной курсовой работы является проектирование и конструирование элементов междуэтажного перекрытия и каркаса здания в сборном железобетоне в соответствии с заданными исходными данными.

Требуется разработать план, поперечный разрез здания; запроектировать, рассчитать сборную ребристую плиту перекрытия над первым этажом с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах, сборные ригель и среднюю колонну двух нижних этажей.

Выполнить рабочие чертежи плиты, ригеля и колонны, составить спецификации арматуры и арматурных изделий на перечисленные элементы.

В ходе работы решаются следующие задачи:

- освоение методики компоновки сооружений из железобетона;

- определение расчетных нагрузок на конструктивные элементы;

- расчет и конструирование элементов сборного железобетонного перекрытия;

- выполнение рабочих чертежей железобетонных конструкций.



1. Исходные данные для проектирования

Здание проектируется по жесткой конструктивной схеме, с полным каркасом, поперечными стенами из кирпича и с продольными навесными панельными стенами в сборном железобетоне.

Район строительства - IV. Сетка колонн:

- поперек здания - (пролет число пролетов) - 5,40м3;

- вдоль здания - (шаг колонн число шагов) - 5.85м8.

Направление ригелей (главных балок) - поперек здания.

Высота этажа - 3.6 м, количество этажей - 5, отметка уровня земли -0,150м.

Коэффициент надежности по ответственности здания .

Временная нормативная нагрузка (включая кратковременную) на междуэтажных перекрытиях p_n=17.0 кН/м², p_nl=0.65кН/м²

Коэффициент снижения временной нагрузки:

а) для сборных ригелей - К₁=0,9;

б)для колонн - К₂=0,9

Бетон тяжелый класса:

а) для плит: В15;

б) для ригелей: В20;

в) для колонн: В20;

г) для колонн: В20.

Рабочая арматура классов:

а) полка сборной плиты - сетки по ГОСТ

б) продольных ребер плиты - А400;

в) ригеля - А300;

г) колонны - А400;

д) для фундаментов: А300.

Поперечную арматуру в продольных ребрах плиты, в ригеле и колонне принять самостоятельно.

Расчетное сопротивление грунта R=245 кПа.

Ригель средний с 2 каркасами.



2. Компоновка здания

В соответствии с заданием проектируются сборные железобетонные конструкции 5 - этажного, 3 - пролетного производственного здания без подвала, с обычными условиями эксплуатации помещений. На рисунке 1 показаны план и поперечный разрез рассчитываемого здания. Расстояния между разбивочными осями здания - продольными l_к=5,85 м и поперечными l=5,4м; высота этажей - 3,6 м.

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 консоли колонн. Места соединения ригелей и колонн, после сварки выпусков арматуры и замоноличивания стыков, образуют жесткие рамные узлы.

На ригели опираются плиты перекрытий (перекрытия), располагаемые длинной стороной вдоль здания и длина плит равна расстоянию между осями рам l_к - 450 мм.

Плиты ребристые, у продольных стен укладываются плиты половинной ширины, называемыми пристенными или доборными. По рядам колонн размещаются связевые (межколонные) плиты, приваренные в четырех точках к закладным деталям ригелей и соединяющиеся между собой поверх продольных ребер стальными накладками.

Продольные стены выполняются навесными или самонесущими из легкобетонных панелей.

Привязка колонн крайних рядов и наружных стен к продольным разбивочным осям - «нулевая».

Поперечные стены (торцевая и внутренняя) выполняются самонесущими кирпичными. Расстояние между поперечными стенами 23,4 м, что больше 42 м.

В этом случае в поперечном направлении здание будет с жесткими опорами, при которых элементы каркаса (ригели и колонны) рассчитываются только на вертикальные нагрузки, а горизонтальная (ветровая) нагрузка воспринимается поперечными стенами, выполняющими функции вертикальных связевых диафрагм.

В продольном направлении жесткость здания обеспечивается металлическими портальными вертикальными связями, устанавливаемыми в одном среднем пролете по каждому продольному ряду колонн.

Рисунок:

Рисунок - Конструктивная схема многоэтажного каркасного здания:



3. Расчет ребристой плиты перекрытия

3.1 Исходные данные для проектирования плиты

Для сборного железобетонного перекрытия, представленного на плане и разрезе рисунка, требуется рассчитать сборную ребристую плиту с ненапрягаемой арматурой в продольных ребрах. Сетка колонн:

l Ч lk = 5,4Ч5,85 м

Направление ригелей межэтажных перекрытий - поперек здания. Нормативное значение временной нагрузки на межэтажные перекрытия рn=17,0 кН/м2. Коэффициент надежности по ответственности здания 1,00, коэффициенты надежности по нагрузке: временной - 1,2; постоянной - 1,1. Бетон тяжелый класса В15.

Расчетные сопротивления бетона R_b=8,5 МПа, R_bt=0,75 МПа; коэффициент условий работы бетона , так как присутствует нагрузка непродолжительного действия составляющая более 10%. С учетом этого значения коэффициента , принимаемые в расчетах по несущей способности величины расчетных сопротивлений равны:

Для расчета по второй группе предельных состояний расчетные сопротивления бетона будут модуль упругости бетона E_b = 24000 МПа. Принятые классы арматуры и ее расчетные сопротивления приводятся ниже. Основные размеры плиты:

- длина плиты:

l_n=l_к - 450 (мм) = 5850 - 450 = 5400 мм



- номинальная ширина плиты:

В = l / 4=5850/4 = 1462 мм

- конструктивная ширина:

В₁= В - 15 мм = 1462 - 15 = 1447 мм

Высота плиты ориентировочно определяется по выражению:

Принимаем h = 400 мм.

а - план перекрытия;

б - разрез здания 1-1.



а) план перекрытий.

б) разрез здания.

3.2 Расчет плиты по прочности

Расчет полки плиты:

Толщина полки принята = 50 мм.

Пролет полки в свету: больший размер:

Меньший размер:



Расчетная нагрузка на 1 м² полки:

Постоянная с коэффициентом надежности по нагрузке:

:

- вес полки:

Где:

- вес пола и перегородок

Итого постоянная нагрузка:

Временная нагрузка

Полная постоянная нагрузка

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



Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) при прямоугольных полях (), - меньший размер панели плиты:

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

Расчетное сопротивление арматуры В500R_s=415 МПа.

Проверка условия бm<бR

Граничная относительная высота сжатой зоны:

Таким образом, условие



Принята сетка:

Процент армирования полки:

Расчет поперечных ребер:

Расчет прочности нормальных сечений.

Высота ребра h_р = 200мм, арматура А400, расчетный пролет l_р и l₂=1207мм. Расчетная нагрузка от собственного веса 1 пм ребра:

Временная расчетная нагрузка на ширине ребра b_В =0,1м

Таким образом, изгибающий момент в пролете поперечного ребра будет равен:



Расчетная схема ребра, эпюра нагрузки и моментов представлена на рисунке ниже.

Сечение тавровое, расчетная ширина полки:

Расчет арматуры:

Принят .

Расчет продольных ребер: Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h=400 мм и номинальной шириной В= 1,462м (конструктивная ширина В₁ = 1447мм). Толщина сжатой полки 50 мм.

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

Расчетный пролет при определении поперечной силы:

Нагрузка на 1пог. м плиты составит:

- постоянная:

Где:

- расчетная нагрузка от собственного веса трех поперечных ребер

g_С.В. - расчетная нагрузка от собственного веса двух ребер с заливкой швов:

Где:

.

- временная:

- полная:

Усилия от расчетной нагрузки для расчета на прочность:

Расчет прочности нормальных сечений:

Продольная рабочая арматура в ребрах принята класса A400, расчетное сопротивление: R_S=355 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчетная ширина полки: ; ;



h₀ = h - a = 400 - 50 = 350 мм

Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, будут равны:

Проверка условия:



Площадь сечения продольной арматуры:

Принимаем продольную арматуру 4Ш18 А400 с А_s=1018мм²(+3,9%) по два стержня в каждом ребре.

Расчет нормальных сечений к продольной оси элемента по деформационной модели.

Расчет по прочности производят из условий:

Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформации согласно гипотезе плоских сечений равны:

Где:

- фактическая высота сжатой зоны бетона:

Где:

х - высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений, полученная при расчете по предельным усилиям. Используя расчеты, выполненные выше (х=43,4 мм, h₀ =350 мм), и задавшись , проверим предельные деформации в бетоне:

Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу:

Поперечная сила на грани опорыQ_max= 105,1кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 18 мм. Диаметр поперечных стержней из условия требований свариваемости должен быть не менее 0,25 диаметра продольной арматуры. В данном случае принимаем поперечные стержни диаметром d_sw = 5 мм из проволокикласса В500, A_SW1 = 19,6 мм²; расчетное сопротивлениеR_SW=300 МПа. При A_SW1 = 19,6 мм² и n = 2 (на оба ребра) имеем: A_SW=nA_SW1 =2•19,6=39,3мм².

Бетон тяжелый класса В15 (R_b = 8,5 МПа; R_bt = 0,75 МПа; коэффициент условий работы бетона _b1 = 1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Предварительно принятый шаг хомутов:

S_w1 = 125 мм,

S_w2 = 250 мм.

Прочность бетонной сжатой полосы из условия:

Интенсивность хомутов определяется по формуле:



Поскольку q_sw1=78,60 Н/мм > 0,25 ? R_bt?b = 0,25 ? 0,75 ? 185 = 34,69 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение M_b определяется по формуле:

Самая невыгодная длина проекции наклонного сеченияС определяется из выражений:

Принято С=.

Длина проекции наклонной трещины С₀ принимается не более С и не более 2 ? h₀. В данном случае 2h₀ =2 ? 350 = 700 мм. Тогда:

.

Проверяем условие:

Т.е. прочность наклонных сечений не обеспечена:

Принимаем:

Проверяем условие:

Т.е. прочность наклонных сечений не обеспечена:

Принимаем:

Проверяем условие:

Т.е. прочность наклонных сечений обеспечена без излишнего запаса.

Проверка требования:

Т.е. требование выполнено.

Определение длины опорного участка:

А. Аналитический метод.

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

Поскольку:

q_sw2 = 47,16 Н/мм > 0,25 ? R_bt ? b = 0,25 ? 0,75 ? 185 = 34,69Н/мм:

Значение M_b=

Б. Графический метод:

Рисунок - К определению l₁графическим методом:



Длина опорного участка l₁ принимается большая из двух значений, то 1 l₁ =1,745 м.

3.3 Расчет плиты по второй группе предельных состояний

Производится от нормативных нагрузок (при ).

От временной нагрузки продолжительного действия (условно принято 65% от полной величины Р).

3.3.1 Расчет по образованию трещин



С учетом замоноличивания бетоном продольного шва между ребрами расчетная ширина полки будет равна В=1462 мм и средняя ширина ребра b=(255+185)/2=220 мм. Трещины образуются, если:

Площадь приведенного сечения:

Статический момент приведенного сечения относительно растянутой грани 1-1:

Расстояние до центра тяжести приведенного сечения от нижней грани продольных ребер:

Момент инерции приведенного сечения относительно 1-1:

Момент сопротивления приведенного сечения:



Ядровое расстояние приведенного сечения:

Момент трещинообразования:

трещины образуются от усадки бетона еще до приложения внешней нагрузки.

3.3.2 Расчет ширины раскрытия трещин

Расчет непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия:

Расчет продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия:

- предельно допустимая ширина раскрытия трещин из условия сохранности арматуры, равная 0,3 мм при продолжительном раскрытии;

0,4 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;

- ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:

Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений, определяется по формуле:

Высота растянутой зоны бетона:

y = y_l•* k

Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений, определяется по формуле:



4. Расчет сборного ригеля поперечной рамы

4.1 Исходные данные для проектирования ригеля

Для сборного железобетонного перекрытия требуется рассчитать сборный ригель, используя данные и результаты расчета плиты. Сетка колонн lЧl_k= 5.4Ч5.85 м. Для ригеля среднего пролета необходимо построить эпюры моментов от нагрузки и его несущей способности.

Бетон тяжелый, класс бетона B20, коэффициент работы бетона г_b1 = 1,0. Расчетные сопротивления бетона с учетом г_b1 = 1,0 равны: R_b = 1,0 • 11,5 = 11,5 МПа; R_bt= 1,0•0,90 = 0,90 МПа. Продольная и поперечная арматура - класса A400. Коэффициент снижения временной нагрузки к₁=1,0.

Армирование ригеля предоставлено двумя продольными каркасами и двухрядным расположением стержней.

4.2 Расчет ригеля по прочности

Предварительно назначаем сечение колонн 400400 мм (h_c = 350 мм), вылет консолей l_c = 300 мм.

Расчетные пролеты ригеля равны:

- райний пролет l₁ = l - 1,5 ? h_c- 2 ? l_c = 5.4 - 1,5 • 0,4 - 2 • 0,35 = 4,1м;

- средний пролет l₂ = l - h_c- 2 ? l_c = 5.4 - 0,4 - 2 • 0,35 = 4.3 м.

Нагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной l_к = 5.85 м, равной расстоянию между осями ригелей.

По l_к/2 с каждой стороны от оси ригеля.

а) постоянная нагрузка (с г_n = 1.0 и г_ѓ = 1,1):

- вес железобетонных плит с заливкой швов:

1.0 • 1,1 • 3 • 5.85 = 19.305 кН/м;

- вес пола и перегородок:

1.0 • 1,1 • 2,5 • 5.85 = 16,086 кН/м;

- собственный вес ригеля сечением:

bh 0,40,6 м

1,0 • 1,1 • 0,4 • 0,6 • 25 = 6,6 кН/м;

итого: постоянная нагрузка g= 41.991 кН/м.

б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения к₁= 0.9 (с г_n = 1,0 и г_ѓ = 1,2):

с = 0.9 • 1,0 • 1,2 • 17.0 • 5.85 = 107.406 кН/м.

Полная расчетная нагрузка:

q = g + с = 41.991 + 107.406 = 149.397 кН/м.

Расчетные изгибающие моменты. В крайнем пролете:

На крайней опоре:

В средних пролетах и на средних опорах:

Отрицательные моменты в пролетах при:



p / g = 107.46 / 41.991 = 2,56

В крайнем пролете для точки «4» при в = - 0,02218.

M₄=в ? (g+с) ? l₁² = - 0,02218 • 149.4 • 4,1² = - 55.7кН•м;

В среднем пролете для точки «6» при в = - 0,02348

M₆=в ? (g+с) ? l₂² = - 0,02218 • 149.4 • 4.3² = - 61.16кН•м.

Расчетные поперечные силы:

На крайней опоре:

.

На опоре B слева:

.

На опоре B справа и на средних опорах:

Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям: Для бетона класса В20 и арматуры класса A300 о_R = 0,577. Принимаем ширину сечения b = 300 мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту M₁= 209.3 кН•м, задаваясь значением, находим:



б_m = о (1 - 0,5о) = 0,35(1 - 0,5•0,35) = 0,289

Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле:

h = h₀+a = 458.2 + 45 = 503. 2 мм

Принимаем h = 550 мм.

Расчет арматуры:

а) Крайний пролет.

M₁ = 209.3кН•м;

b = 300 мм;

h = 550 мм;

h₀ = h - a = 550 - 45 = 505 мм

Принято 4?25 А300 с A_s = 1963 мм² (+10,2%).

(где 30мм - толщина закладной детали, к которой привариваются продольные стержни;30.5-диаметр арматуры 28 по рифам). Необходима при расчете статически неопределимых конструкций по методу предельного равновесия.

б) Крайняя опора. M_А = -125.6кН•м; b = 300 мм; h = 550 мм;



h₀ = h - a = 550 - 65 = 485 мм.

Принято = 1232 мм²(+17.5%):

мм

Где: 80мм - расстояние от верха ригеля до низа арматурного стержня). Пересчет не требуется.

4.3 Определение площади поперечного сечения поперечной арматуры на отрыв

Нагрузка на ригель приложена в пределах высоты его сечения. Поэтому необходима дополнительная вертикальная (поперечная) арматура, площадь которой определяется расчетом на отрыв. Отрывающая нагрузка, приходящаяся на 1мп длины ригеля и передающаяся через его полки на среднюю часть равна (без учета нагрузки от собственного веса ригеля и нагрузки на его ширине равной 0,3м):

Где:

0,3м - ширина поперечного сечения ригеля.

ригеля

Так как шаг поперечных хомутов Sw меньше 1000 мм, площадь будет уменьшаться пропорционально:

4.4 Расчет среднего ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил

В крайнем и среднем пролетах ригеля устанавливаем по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в среднем пролете составляет d=28 мм.

Принимаем во всех пролетах поперечные стержни из стали класса А300 диаметром d_sw = 10 мм и А_sw1 = 78,5 мм². Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе, т.е. n = 3.



Определение длины опорных участков среднего ригеля.

Аналитический метод:

В середине пролета ригеля предварительно принимаем d_sw3=10 мм, S_w3=300 арматура класса А300.

Тогда:

Поскольку:

Графический метод:



4.5 Обрыв продольной арматуры в среднем ригеле

В целях экономии до 50% продольной арматуры её можно обрывать там, где она уже не нужна. Для определения места обрыва продольной арматуры строится огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра несущей способности сечений ригеля M_ult. Моменты от внешней нагрузки в пяти точках огибающей эпюры определяются по формуле:

М=в(g+p)l²

Расчетные моменты эпюры несущей способности в каждом сечении равны:

,

A_s - площадь арматуры в рассматриваемом сечении ригеля.

Место фактического обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстояние W, принимаемое не менее величины:

Где:

Q, , d - соответственно поперечная сила, поперечное усилие в поперечных стержнях и диаметр обрываемого стержня в месте его теоретического обрыва.

По всех длине ригеля должно соблюдаться условие: М?Мult.

Подсчет моментов при отношении:

q = g + с = 41.991 + 107.406 = 149.397кН/м сведен в таблицу

Значение коэффициента в для определения отрицательных моментов принято по интерполяции.

Таблица - Изгибающие моменты М в среднем ригеле:

Средний пролет пролет "5-10"
М=вql12=149.397 ·4,12·в=2511,4в (кН·м)
Сечения	5	6	7	7'	8	9	10
Положительные моменты	в	-	0,018	0,058	0,0687	0,058	0,018	-
	М	-	45,2	145,7	172,7	145,7	45,2	-
Отрицательные моменты	в	-0,0625	-0,0268	-0,0084	-	-0,0084	-0,0268	-0,0625
	М	-212,09	-79,68	-12,62	-	-12,62	-79,68	-212,09

Ординаты эпюры Mult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры.

На положительный момент M₂ принята арматура 3?25 А300 с A_s = 1473мм²,h₀=505 мм.

Обрываемые пролётные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W.

Из расчета ригеля на прочность по поперечной силе:

Принято:

W₁ =760,

W₂ = 590.



Рисунок:



5. Расчет сборной железобетонной средней колонны

5.1 Исходные данные для проектирования колонны

Колонна принимается двухэтажной резки. Сечение колонны на всех этажах постоянное - 400х400 мм.

Нагрузка на внутреннюю колонну собирается с грузовой площади.

Собственный вес колонны длиной 3,6м(на один этаж) с учетом веса двусторонней консоли будет (при г_n = 1,0):

- нормативный - 1,0• [0,4•0,4•3,6 + (0,3•0,7 + 0,35•0,35) • 0,4] •25 = 17,73 кН;

- расчетный (с г_f = 1,1) - 1,1•17,73 = 19,5 кН.

Бетон тяжелый класса В20, арматура класса А400.

Таблица - Подсчет нагрузок на колонну:

Вид нагрузки	Нагрузка кН/м·щ·гn	Нормативная нагрузка (кН)	гf	Расчетная нагрузка (кН)
Нагрузка на покрытие
1. Собственный вес конструкции кровли	1,95·31.59·1,0	61.6	1,3	80.0
2. Вес железобетонных конструкций покрытия	3,95·31.95·1,0	126.2	1,1	138.8
3. Временная нагрузка (снег, IVсн.район)	1,68·31.95	53.68	1/0,7	76.7
Полная нагрузка:	241.48		295.5
Нагрузка на междуэтажное перекрытие
1. Вес железобетонных конструкций перекрытия	3,95·31.59·1,0	124.7	1,1	137.3
2. Вес пола и перегородок	2,5·31.59·1,0	78.98	1,1	86.88
3. Временная нагрузка с коэффициентом снижения K2 = 0,9	0,9·17.0·31.59·1,0	483.3	1,2	580
Полная нагрузка:	686.98		804.18



Библиографический список

1. СНиП 2.011.07-85*. Нагрузки и воздействия [Текст]; утв. Госстроем России 29.05.2003; взамен СНиП II-6-74; дата введения 01.01.87. - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 44 с. железобетонный ригель арматура

2. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения [Текст]; утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно - коммунальному комплексу от 30.06.2003; взамен СНиП 2.03.01-84; дата введ. 01.03.2004. - М: ГУП НИИЖБ, 2004.-26с.

3. СП 52.101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2,03,01-84: дата введ. 01.03.2004.-М.: ГУП ГИИЖБ, 2004.-55с.

4. Нифонтов А.В. Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания. Части 1, 2. Методические указания для выполнения курсовых и дипломных проектов по железобетонным конструкциям. / Нифонтов А.В., Малышев В.В., Иваев О.О. - Н.Новгород. ННГАСУ. 2010, 37 с.

Размещено на Allbest.ru

...