Расчёт монолитного железобетонного перекрытия многоэтажного производственного здания

Нижегородский  государственный  архитектурно-

Строительный  университет

 

 

 

 

Кафедра  железобетонных  и  каменных  конструкций

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Курсовая   работа

 

Расчёт  монолитного  железобетонного перекрытия  многоэтажного  производственного  здания

 

 

 

 

 

 

 

Преподаватель                                                                             Коробов Н.С.

Студент         гр.165                                                                     Аветян Д.А.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Нижний  Новгород

2013

 

 

Раздел  1

Требуется рассчитать  на  прочность плиту монолитного железобетонного междуэтажного ребристого  перекрытия  при разбивке  балочной  клетки  по  рис.  1  при следующих исходных  данных.

Сетка  колонн  l×l_k=5.85×6.0  м.  Коэффициент надёжности  по  назначению  γ_п=1.0.  Нормативная временная нагрузка  на  перекрытии  Р_п=15   Кн/м²  считается длительной.  Бетон тяжелый класса  В–20.  Относительная влажность воздуха помещений не  выше  75%.  Армирование плиты раздельное,  кусками рулонных  сеток с рабочей арматурой класса  А–IIII.

По  рис.  1  S=l:3=5.85:3=1.95  м.  Отношения сторон  поля  плиты (рис.  1):  l₂:l₁≈l_k:S=6:2,13=3.07>2,  т.е.  плита является  балочной.

По  таблице  П.1  приложения [3] расчётное сопротивление тяжёлого  бетона  класса  В 20  осевому  сжатию  при  расчёте  по  предельным  состояниям  первой  группы  (на  прочность)  R_b=11.5  МПа.  С учётом  коэффициента  условий работы  γ_b2=1.0  м (СНиП  2.03.01.–84* «Бетонные и железобетонные  конструкции»,   п. 2,а,  табл. 15)  в расчётах  принимается значение  R_b=1∙11.5=11.5  МПа.

По  таблице  П.3  приложения [3] для арматуры  класса  А–IIII  расчётное сопротивление растяжению  при расчёте по  предельным  состояниям  первой  группы  (на  прочность)  R_s=355  МПа.

По  рекомендациям  п. 2.2.2  [3]  предварительно  назначаем:

толщину  плиты  h_п=60  мм;

размеры  сечения  второстепенной  балки:

—высоту  –  h_в=1/12∙l_к=1/12∙600=500  мм,  принимаем h_в=500  мм;

—ширину  –  b_в=(0,4-0,5)∙ h_в=(0,4-0,5)∙500=200–250  мм,  принимаем  b_в=250  мм.     

1. Расчётные  пролёты  плиты.

Крайние  пролёты:  l₁=S-1,5∙b_в-0,05 м=1.95-1,5∙0,25-0,05=1,57  м

Средние  пролёты:  l₂=S-b_в=2,1.95-0,25=1,7  м> l₁=1,57  м

 

2. Расчётные  нагрузки. 

а)  Постоянная  (с  γ_f=1,1):

собственный  вес  плиты  1,1∙0,08∙25=2.2  кН/м²;

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

Итого  постоянная  нагрузка  (с  γ_f=1,2): g₀=2.2+2,75=4,95  кН/м²

б)  Временная  нагрузка  (с  γ_f=1,2):  p₀=1,2∙15=18  Кн/м²

в)  Погонная  расчётная  нагрузка  для  полосы  плиты  шириной  в  1 м при учёте γ_n=1.0:

q=γ∙(g₀+p₀)=1.0∙(4,95+18)=22.95  кН/м

 

3. 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=–4,15  кН∙м.

(В  средних  пролётах  и  на  средних  опорах  величины  моментов  определены  без  учёта  влияния  распора).

 

4.  Расчёт  плиты   на  прочность  по  нормальным  сечениям.

Определение  толщины  плиты  производится  по  М₁=5.14  кН∙м;  b=1000  мм.  Задаваясь значением ξ=0,25,  по  таблице П.4  приложения  [3] находим  α_m=0,228.

__________________________________________________________  мм

h_п=h₀+a=45.2+13=56.7  мм

Принимаем  h_п=60  мм.

Расчёт  арматуры  (на  1  м  ширины  плиты)

а)  Крайние  пролёты.

М₁=5.14  кН∙м;  b=1000  мм.

Принимаем  а=13  мм,  тогда  h₀=h_п–а=60–13=47  мм.

________________________________________,

ξ=0,228; 

____________________________________________________________

______________________________________________________  мм²

По  таблице  П.8  приложения [3] принята арматура:

Ø  8  А–400  шаг 75  мм  с А_s=377  мм²

 

б)  Вторые  с  края  опоры  В:

М_В=–4,74  кН∙м;  b=1000  мм;  а=13  мм;  h₀=47  мм.

______________________________________________________

ξ=0,21

__________________________________________________

____________________________________________________  мм²

Принято:  Ø  6  А–400 шаг 100  мм  с А_s=283  мм²

 

в)  Средние  пролёты  и  средние  опоры.

М₂=–М_С=4,15  кН∙м; b=1000  мм;  а=13  мм;  h₀=47  мм.

____________________________________________________________

______________________________________________________________

 

ξ=0,175

Так  как  h_п/l₂=60/1700=0.035>1/30=0.033,  при определении площади арматуры  A_S  учитываем благоприятное влияние распора путём введения  в расчётную формулу коэффициента,  равного 0,8 :

  ______________________________________________________  мм

Принято:  Ø6  А–400  шаг 125  мм  с  А_s=226  мм²

 

г)  Рабочая  арматура  верхней  сетки  на  крайней  опоре  А.

А_S≥0,50∙А_S1=0,50∙348.7=174.35  мм²

   По  таблице   П.8  приложения  принята  арматура:

Ø  6  А–400  шаг 150   мм  с А_s=189   мм²

 

 

 

 

Раздел  2

Требуется  рассчитать  на  прочность второстепенную  балку монолитного железобетонного междуэтажного ребристого  перекрытия  при разбивке  балочной  клетки  по  рис.  1  используя исходные  данные  и результаты  расчётов.

 

Дополнительные  исходные  данные.

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

Продольная  и  поперечная  арматура  пролётных  сварных  каркасов–  класса  А–400.  Опоры балки армируются  гнутыми  сварными  сетками .

Расчётное  сопротивление  тяжёлого  бетона  класса  В20  осевому сжатию  с учётом  коэффициента  условий работы  γ_b2=1.0:  равно R_b=11.5  МПа.      

Расчётное  сопротивление  тяжёлого  бетона  класса  В20  осевому растяжению  с учётом  коэффициента  условий работы  γ_b2=1.0:  R_bt=1.0*1.15=11.5 МПа,  где  11.5   МПа –табличное  значение  R_bt  для предельных  состояний первой  группы  (таблица П.1  приложения [3]).

Начальный  модуль  упругости  тяжелого  бетона  класса  В20  естественного твердения Е_b=27∙10³  МПа (таблица П.2  приложения [3]).  Расчётные  сопротивления  арматуры  класса  А–400  растяжению  для предельных  состояний первой  группы  (таблица П.3  приложения [3]):          

а)  продольной  рабочей  арматуры  пролётных  каркасов  и  опорных  гнутых  сеток  –R_S=355  МПа;

б)  поперечной  арматуры  пролётных  каркасов  Rsw=285 МПа Модуль  упругости поперечной  арматуры  класса  A–400:   МПа (таблица П.  3  приложения [3]).

Предварительно  принятые  размеры  сечения  второстепенной  балки:  b_В=250  мм;  h_В=500  мм;  шаг балок в осях  S=1.95  м;  фактическая толщина плиты   соответствует   предварительно   принятой   и   равна h_п= 60 мм.  По  рекомендациям п.  2.2.2 [3]  назначаем размеры сечения главной балки:

высоту–h_г=1/9∙l=1/9∙5850=650  мм,

принимаем  h_г=700  мм  =  h_в+150  мм =500+150 мм=650  мм;

ширину  –  b_г=(0,4–0,5)h_г=(0,4–0,5)∙700=280-350  мм

принимаем  b_г=300  мм.

 

1.  Расчётные  пролёты  второстепенной  балки.

Крайний  пролёт:  _________________________________________

Средние  пролёты:  ________________________________________

 

2. Расчётные  нагрузки.

а)  Постоянная  (при  γ_f=1,1  и γ_n=1,0).

Поскольку  фактическая  толщина  плиты  h_п=60 мм не  совпала с предварительно  принятой  при подсчёте  постоянной  нагрузки  на  1  м²  плиты h_п=60 мм, расчётную нагрузку  g₀  от  собственного  веса  плиты и веса  пола  и перегородок принимаем по  подсчётам,  выполненным в разделе 1:

собственный  вес  плиты  1,1∙0,08∙25=2.2  кН/м²;

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

Итого  постоянная  нагрузка  (с  γ_f=1,2): g₀=2.2+2,75=4,95  кН/м²

 

Расчётная  погонная  нагрузка  от  собственного  веса  ребра  балки,  расположенного  ниже  плиты:

________________________________________________________  кН/м

Итого–  расчётная  постоянная  нагрузка  с  учётом  коэффициента  надёжности  по  назначению  γ_n=0,9  равна:

__________________________________________________ кН/м

б)  Временная  нагрузка  (при  γ_f=1,2;  k₃=0,9  и γ_n=1).

Наибольшую  величину  расчётной  временной  нагрузки  на  1  м²  площади перекрытия  p₀  принимаем по  подсчётам выполненным в разделе 1:  p₀=15  кН/м².  Тогда расчётная временная эквивалентная погонная  нагрузка  на  балку составит:

_______________________________________________________  кН/м

в)  Полная  расчётная  нагрузка  на  балку:

___________________________________________  кН/м

 

3.  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  β  при  p/g=2  по  табл. 4 [3]:

для  точки  6:  β=-0,030   

для  точки  7:  β=-0,009

Для  определения  момента  М_6-7:

___________________________________________________________________________________________________________________________ кН/м

На  средних  опорах  С:  М_С=-М₂=-79.2 кН/м

 

4. 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

 

 

5. Расчёт  балки  на  прочность  по  нормальным  сечениям.

Высоту  сечения  балки  определяем  по  М_В=-90.5  кН/м,  принимая  ширину  ребра её  b=250  мм  и задаваясь ξ=0,35  чему  по  таблице П. 4  приложения [3] соответствует α_m=0,289.

________________________________________________________________________________________________________________________  мм

Значение  а  принимаем  равным  40  мм 

Тогда  h=h₀+a=344+40=484 мм

Принимаем  h=400  мм.

Отношение  h/b=400/250=1.6  лежит в допустимых  пределах.

Расчёт  арматуры.

а)  Крайний  пролёт.

М₁=107,3  кН∙м;  h=400  мм;  сечение тавровое  (полка на  стороне сжатой  части сечения);  а=50  мм;  h₀=h–a=400–50=350  мм

h_f`=70 мм> 0,1∙h=0,1∙400=40   мм

Расчётная  ширина  полки:

b_f`=b+l₁/3=250+5700/3=2150  мм

b_f`=S=1950  мм<  2150  мм

Принимаем  в  расчёте  b_f`=2000  мм

_____________________________________________________________________________________________________________________________

ξ=0,038 (таблица П.  4  приложения)

х=ξ∙h₀=0,038∙350=13.3  мм< h_f`=70  мм,  т.е.  нейтральная ось действительно находится в полке.

_______________________________________________________________________________________________________________  мм²

По  таблице  П.6  приложения  принимаем  арматуру:

4Ø18 А–400  C A_S=1018  мм².

б)  Вторая  с  края  опора  В:

М_n=-90.5  кН∙м;  h=400  мм;  сечение прямоугольное,  шириной b=250  мм;

а=40  мм;  h₀=h–a=400–40=360   

__________________________________________________________________________________________________________________________