жбк курсовая. Курсовая работа Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания Студент гр. 181 Сильченко М. К

• Название: Курсовая работа Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания Студент гр. 181 Сильченко М. К
• Анкор: жбк курсовая
• Дата: 03.05.2023
• Размер: 5.32 Mb.
• Имя файла: Zapiska_ZhBK_Silchenko_1 (1).docx
• Тип: Курсовая; #1107253
• страница: 2 из 8

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:





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

откуда, ,

где: х – фактическая высота сжатой зоны бетона:



где: х₁ – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений, полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты, выполненные выше (х₁=31,44 мм, h₀=350 мм), и задавшись , проверим предельные деформации в бетоне:

- деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Q_max = 128,18 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d= 25 мм (рис.3,5). 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= 8 мм > 0,25∙25 = 6,25 мм из арматуры класса А240,

A_sw1=50,3 мм²; расчетное сопротивление R_sw= 170 МПа. При A_sw1=50,3 мм² и n= 2 (на оба ребра) имеем: A_sw = nA_sw1=250,3 = 100,6 мм².

Бетон тяжелый класса В20 (R_b = 11,5 МПа; R_bt = 0,9 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Предварительно принятый шаг хомутов:

S_w1 = 125 мм (S_w1 ≤ 0,5h₀ = 0,5 ∙ 350 = 175мм; S_w1≤300мм)

S_w2= 250 мм (S_w2 ≤ 0,75h₀= 0,75 ∙ 350 = 262,5мм;S_w2≤500мм)

Прочность бетонной сжатой полосы из условия:

, то есть прочность полосы обеспечена.

Интенсивность хомутов определяется по формуле (13) [10]:



Поскольку q_sw1 = 136,82 Н/мм >0,25R_вt·b = 0,250,9185 =41,6 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение М_b определяется по формуле:



Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:



Поскольку , значение С определяется по формуле:

< 3h₀=3350=1050 мм,

ПринятоС = 1048 мм.

Длина проекции наклонной трещины С₀ принимается не более С и не более 2h₀. В данном случае с₀ = 2h₀ = 2  350 = 700 мм. Тогда





.

Проверяем условие (8) [10]:

кН > (+2,1%),

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена, увиличить шаг мы не можем т.к.S_w1 = 125 мм (S_w1 ≤ 0,5h₀ = 0,5 ∙ 350 = 175мм .

Проверка требования:

> S_w1=100 мм.

т.е. требование выполнено.
Определение длины приопорного участка
А. Аналитический метод.

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





Так какΔq_sw=51,31 Н/мм > q₁=27,89 Н/мм,

длина приопорного участка определится по формуле:



где: Q_b,min = 0,5R_btbh₀ = 0,5∙0,9∙185∙350 =29,14 кН


Б. Графический метод.


Рисунок 6 - К определению l₁ графическим методом
Длина приопорного участка l₁ принимается большая из двух значений, то есть по рисунку 6 l₁ = 2,15 м.