Проектирование монолитного и сборного междуэтажного перекрытия промышленного здания

Содержание
1. Монолитные ребристые перекрытия с балочными плитами
1.1 Исходные данные
1.2 Компоновка монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами
1.3 Предварительные размеры поперечного сечения элементов
1.4 Плита
1.4.1 Статический расчёт
1.4.2 Подбор продольной арматуры
1.4.3 Подбор поперечной арматуры
1.4.4 Конструирование сварных сеток плиты
1.5 Второстепенная балка
1.5.1 Статический расчет
1.5.2 Уточнение размеров поперечного сечения
1.5.3 Подбор продольной арматуры
1.5.4 Подбор поперечной арматуры
1.5.5 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на свободной опоре
1.5.6 Эпюра материалов (арматуры)
1.5.7 Расстояние от точки теоретического обрыва до торца обрываемого стержня
2 Балочные панельные сборные перекрытия
2.1 Исходные данные.
2.2 Компоновка балочного панельного сборного перекрытия
2.3 Предварительные размеры поперечного сечения элементов. Расчётные сопротивления материалов
2.4 Расчет ребристой плиты перекрытия
2.4.1 Основные размеры плиты
2.4.2 Расчет полки плиты
2.4.3 Расчет продольных ребер
2.4.4 Расчет прочности нормальных сечений
2.4.5 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
2.4.6 Определение длины приопорного участка
2.4.7 Расчет плиты по деформациям и по раскрытию трещин. Расчет прогиба плиты
2.4.8 Проверка ширины раскрытия трещин
2.5 Расчёт неразрезного ригеля
2.5.1 Общие сведения о ригеле
2.5.2. Статический расчёт
2.5.3. Уточнение размеров поперечного сечения
2.5.4. Подбор продольной арматуры
2.5.5. Подбор поперечной арматуры
2.4.6 Подбор монтажной арматуры в I пролёте
2.4.7 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на крайней опоре
2.4.8 Эпюра материалов (арматуры)
Список использованной литературы

Расчетная ширина полки: = 1510-40 = 1470 мм; = 425-50 = 375 мм, = 50 мм при двухрядной арматуре.Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, имеем: = 94,17*10^6/8,5/1115/375^2 = 0,071; = 1-(1-2*0,071)^0,5 = 0,0737; = 0,0737*375 = 27,6 мм < = 50 мм.Проверяем условие : = 270/(2*10^5) = 0,00135; = 0,0035.Граничная относительная высота сжатой зоны: = 0,8/(1+0,00135/0,0035) = 0,577; = 0,577*(1-0,5*0,577) = 0,411.Площадь сечения продольной арматуры:=8,5/270*1115*375*(1-(1-2*0,081)^0,5)=1113,3 мм2.Принимаем продольную арматуру с = 1256 мм2 по два стержня в каждом ребре.2.4.5 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силуПоперечная сила на грани опоры = 61,71 кН.В каждом продольном ребре устанавливаем по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром = 20 мм:Диаметр поперечных стержней должен быть не менее 5 мм.Принимаем поперечные стержни диаметром = 5 мм из проволоки класса В500, = 19,6 мм2; расчетное сопротивление = 300 МПа.При = 19,6 мм2 и = 2 (на оба ребра) имеем: = 2*19,6 = 39,2 мм2.Бетон тяжелый класса В15 ( = 8,5 МПа; = 0,75 МПа, коэффициент условий работы бетона = 1,0, т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).Шаг хомутов предварительно принимаем: = 150 мм ( = 0,5*375 = 187,5 мм; 300 мм); = 250 мм ( = 0,75*375 = 281,3 мм; 500 мм).Прочность бетонной полосы проверим из условия:; = 61,71 кН 0,3*8,5*170*375 = 162562,5 Н = 162,56 кН – прочность обеспечена.Определим интенсивность хомутов: = 215*39,2/150 = 56,19 Н/мм.Поскольку = 56,89 Н/мм > = 0,25*0,75*170 = Н/мм, хомуты полностью учитываются в расчете и значение определяется по формуле: = 1,5*0,75*170*425^2 = 34544531 Н*мм.Определим длину проекции самого невыгодного сечения : = 24,37-16,87/2 = 15,74 кН/м.Поскольку = 56,89/0,75/170 = <2, значение определяем по формуле:, но не более ; = (34544531/15,24)^0,5 = 1481 мм > = 3*375 = 1125мм,следовательно, принимаем = 1125 мм.Длина проекции наклонной трещины принимается равной , но не менее . Принимаем = 2*375 = мм. Тогда: = 0,75*56,89*750 = 31607 Н = 31,6 кН; = 34544531/1125 = 30706 Н = 30,7 кН; = 61,71-15,74*1,125 = 52,96 кН.Проверяем условие:; = 52,96 < = 30,7+24,1 = 54,8 кН,т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.Проверим требование: = 0,75*170*375^2/67980 = 264 мм >= 150 мм.2.4.6 Определение длиныприопорного участкаПри равномерно распределенной нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от: = 0,75*(56,89-39,2) = 12,74 Н/мм,где = 56,89 Н/мм; = 215*39,2/250 = 33,71 Н/мм.Поскольку = 33,71 Н/мм < = Н/мм, тогда = 6*375^2*33,71 = 28442812 Н*мм.Так как = 12,74 Н/мм < = 15,74 Н/мм, то:,где = 750 мм;поскольку = (27310500/(15,74-12,74))^0,5 = 3079 мм,что больше = 750/(1-0,5*56,89/0,75/170) = 962 мм, и больше = 1125 мм,принимаем = 1125 мм.Таким образом, длина приопорного участка будет:=1125-(1125/27310500+0,75*56,89*750-67980+15,74*1125)/12,74=2590,1 мм.2.5 Расчёт неразрезного ригеля2.5.1 Общие сведения о ригелеНеразрезной ригель образуется из однопролётных ригелей Р1 и Р2(Рис. 6). Ригель Р1 опирается одним концом на стену (Рис. 6), другим - на консоль (при этом его закладная деталь приваривается к закладной детали консоли). Очертание концов однопролётных ригелей, длина площадки опирания, высота и вылет консолей, ширина колонны, зазоры и выпуски арматуры принимаются согласно Рис. 6. Выпуски верхней рабочей арматуры из ригелей и выпуски из колонн (Рис. 6) соединяют вставками-коротышами с помощью ванной сварки. Во избежание перегрева бетона длину выпусков принимаем не менее 100 мм.По завершении монтажа каждый из ригелей работает как однопролётная балка со свободно опёртыми концами. После окончания сварочных работ и укладки бетона омоноличивания в зазоры между торцами ригелей гранями колонн набор, состоящий из однопролётных ригелей, работает как неразрезная балка.2.5.2. Статический расчётСогласно п. 11.2.3 [3] рассматриваемый ригель представляет собой четырёхпролётную неразрезную балку (Рис. 6, а). Грузовая площадь, нагрузка с которой передаётся на 1 пог.м ригеля, равна 1 м*l2 (Рис. 5). Подсчёт нагрузок проведён в таблице (Таблица 6).Численные значения расчётных пролётов l(Рис. 5, а) определены по рис. прил. 4 [12].Расчетные сечения длины крайних и промежуточных пролетов, как это видно на рисунке, отличаются от номинальных (расстояния между буквенными разбивочными осями, т.е. шага колонн в поперечном направлении ), что обусловлено характером опирания ригелей на промежуточные и крайние колонны.и определим по рис. 3, б: = 6100-0,5*1200-300-350 = 4850 мм;; = 6100-1200 = 4900 мм,где: = 350+300+350 = 1200 мм = 1,2 м (Рис. 6).Рис. . К расчёту ригеля:а – расчётная схема ригеля; б – опирание ригеля на стену и колонну.Таблица6.Расчетная нагрузка на 1 пог. м ригеля.Примечания: 1. Коэффициент надёжности по нагрузке принимают по табл. 1 [4] для постоянной нагрузки и по п. 3.7 [4] для временной.2. Коэффициент надёжности по ответственности здания принимают по прил. 7* [4].Вычисляем положительные изгибающие моменты, в точках 1; 2; 3; 4; 6; 7; 8; 9, 11, 12 (прил. 4 [12]) по формуле: М1=0,065*87,78*4,85^2 =М2 =0,090*87,78*4,85^2 =МImax =0,091*87,78*4,85^2 =М3 =0,075*87,78*4,85^2 =М4 =0,020*87,78*4,85^2 =М6 =0,018*87,78*4,90^2 =М7 =0,058*87,78*4,90^2 =МIImax =0,0625*87,78*4,90^2 =М8 =0,058*87,78*4,90^2 =М9 =0,018*87,78*4,90^2 =M11=М6= 37,937M12=М7= 122,241Вычисляем отрицательные изгибающие моменты, кНм – в точках 5; 6; 7; 8; 9; 10, 11, 12. Коэффициент принимаем по таблице (прил. 4, [12]).87,78/11,49=, х0 = 0,339l.М5 = -0,0715*87,78*4,85^2 =М6 = -0,040*87,78*4,90^2 =М7 = -0,024*87,78*4,90^2 =М8 = -0,021*87,78*4,90^2 =М9 = -0,034*87,78*4,90^2 =М10 = -0,0625*87,78*4,90^2 =М11 = -0,033*87,78*4,90^2 =М12 = -0,018*87,78*4,90^2 =Вычисляем поперечные силы, кН, на опорах А, В и С (прил. 4, [12]), по формуле:.На опоре А: =0,4, =0,4*87,78*4,85 =На опоре В слева: =0,6, =0,6*87,78*4,85 =На опоре В справа: =0,5, =0,5*87,78*4,90 =На опоре С слева: =0,5, =0,5*87,78*4,90 =На опоре С справа: =0,5, =0,5*87,78*4,90 =Согласно полученным данным строитсяэпюрапоперечных сил. Согласно заданию, расчет ригеля можно проводить без построения эпюры материалов (а, следовательно, и огибающей эпюры изгибающих моментов и эпюрыпоперечных сил).2.5.3. Уточнение размеров поперечного сеченияУточнение размеров производим по максимальному изгибающему моменту в I пролёте.Оптимальное значение высоты сжатой зоны бетона =0,3...0,4. Принимаем = 0,4. Соответствующее значение =0,32 (прил. 3 [12]). РуководствуясьРис. 7, а, определяем рабочую высоту сечения по формуле: = (18789700/0,32/1300/20)^0,5 = 47,5 см.Теперь определим рабочую высоту сечения из условия, обеспечивающего прочность наклонной бетонной полосы между смежными наклонными трещинами,полагая в формуле 72 [2] коэффициент равным единице: = 255440/0,3/(1-0,0001*1300)/1300/20 = 37,6 см.Из двух значений выбираем большее.Задаёмся диаметром стержня d=3,2 см. Тогда толщина защитного слоя бетона =3,5 см. Она должна быть кратна 5 мм в целях стандартизации фиксаторов положения арматуры (п. 5.120 [3]) и при мм должна быть не менее 20 мм и не менее диаметра стержня (п. 5.5 [2]). Расстояние между осями продольных стержней V1 = 7 см (прил. 5 [12]). Величина =8,6 см (Рис. 7, а).Высота сечения =47,5+8,6= см. Принимаем 60,0 см.Отношение =20/60=>0,3...0,4– отношение выдержано.Окончательно принимаем во всех пролётах h=60,0 см; b=20,0 см.Рис. . Расчётные сечения ригеля:а – при действии положительных изгибающих моментов;б, в, г – при действии отрицательных.2.5.4. Подбор продольной арматурыПлощадь продольной рабочей арматуры необходимо определить: в первом пролёте – по максимальному моменту между точками 2 и 3, во втором пролёте – по максимальному моменту между точками 7 и 8, на опоре В – по моменту в точке 5, на опоре С – по моменту в точке 10, площадь сечения монтажной арматуры – по отрицательному моменту между точками 6 и 7.Т. к. размеры сечения ригеля приняты по максимальному моменту и при оптимальном значении , продольная сжатая арматура по расчёту не потребуется, что идёт в запас прочности. Схема расчёта:где As – площадь сечения продольной растянутой арматуры, см2;Rs – расчётное сопротивление арматуры растяжению, Н/см2(прил. 2 [12]);величина определяется по прил. 3 [15].Площадь арматуры в IпролётеРабочая высота сечения = 60,0-8,6 = см.Величина =18789700/1300/20/51,4^2 = .Соответствующее значение =0,329.Требуемая площадь сечения =0,329*1300/36500*20*51,4= см2.Руководствуясь числом стержней на рис. 3, а и прил. 6 [12], принимаем 4Ø20A-III. Фактическая площадь сечения составит =12,56 см2.Расчёт закончен.Площадь арматуры воIIпролётеРасчётное сечение – рис. 3, а. Задаёмся d=2,0 см, ab=2,0 см.Тогда V1=4,0 см (прил. 5 [15]),а=2+0,5*2,0+0,5*4= см;h0=60,0-=55,0 см;= 13172500/1300/20/55,0^2 =;=0,184.Требуемая площадь = 0,184*1300/36500*20*55,0 = см2.Принимаем 4Ø18A-III, =7,63 см2.Площадь арматуры над опорой ВРасчётное сечение – рис. 3, б. Задаёмся d=2,0 см, ab=3,5 см. Тогда =3,5+0,5*2,0= см; h0=60,0-4,5= см;=14763400/1300/20/55,5^2 = ;=0,205.Требуемая площадь = 0,205*1300/36500*20*55,5 = см2. Принимаем 2Ø25A-III, =9,82 см2. Перерасход стали %. Необходимо принять три стержня, но меньшего диаметра. Задаёмся d=2,2 см, ab=3,0 см. Тогда =2,2+0,5*3,0= см;h0=60,0-4,0= см; = 14763400/1300/20/56^2 = ; =0,201.Требуемая площадь = 0,201*1300/36500*20*56 = см2.Принимаем 2Ø18A-III +1Ø20A-III, = 5,09+3,142 = см2.Площадь арматуры над опорой СРасчётное сечение – Рис. 7, б. Для достижения соосности стержней надопорной арматуры задаёмся h0=55,5 см (как на опоре В). Тогда=13172500/1300/20/55,5^2 = 0,164; =0,18.Требуемая площадь=0,18*1300/36500*20*55,5 = 7,12 см2.Принимаем 2Ø22A-III, =7,60 см2.Подобранные продольные рабочие стержни обозначены позициями: 3 и4 – в I пролёте, 12 и 13 – во II пролёте, 6 и 7 – слева от опоры В, 16 и 17 – справа от той же опоры; 15 – слева и справа от опоры С (лист 2).Площадь арматуры у верхней грани II пролётаЭти стержни обозначены поз. 14. СогласноРис. 7 (выносной элемент)они расположены вплотную к стержням продольной рабочей арматуры над опорами В и С и, следовательно, , где - величина а на опоре В; - наибольший диаметр стержней на опоре В; - диаметр стержней поз. 14.Отрицательный момент между точками 6 и 7:0,5*(84,304+50,582) = кН*м=6744300 Н*см. Задаёмся =2,0 см, тогдаа=4,0+0,5*2,5+0,5*2,0= см; h0=60,0-6,3= см;=6744300/1300/20/53,7^2 = =0,095.Требуемая площадь:= 0,095*1300/36500*20*53,7 = см2.Принимаем 2Ø16A-III, =4,02 см2.2.5.5. Подбор поперечной арматурыОпределяем минимальное поперечное усилие: ;=0,6*95*20*54=61560 Н.Схема подбора поперечной арматуры: где:–усилие, которое должны воспринять поперечные стержни на единицу длины ригеля, Н/см;Q – Максимальная поперечная сила, Н, для тяжёлого бетона =2(п. 3.31 [2]);– максимальное расстояние между осями поперечных стержней, см, для тяжёлого бетона =1,5 (п. 3.32 [2]);–площадь сечения одного поперечного стержня, см2;– шаг поперечных стержней на приопорных участках (равных ¼ пролёта), принятый окончательно путём сопоставления с шагом, указанным в п. 5.27 [2], см;– расчётное сопротивление поперечной арматуры, Н/см2(прил. 2 [12]); - число поперечных стержней, расположенных в одном нормальном сечении ригеля.Площадь поперечной арматуры в IпролётеПоскольку =255440 Н >=61560 Н, расчёт поперечной арматуры обязателен.= 255440^2/4/2/95/20/56^2 = Н/см; =712,5 Н/см, для дальнейших расчётов принимаем =1369 Н/см.= 1,5*95*20*56^2/255440 = см.Т. к. h>45 см, шаг поперечных стержней на приопорных участках должен быть не более: =(1/3)*60=20,0 см; 50 см; =35,0 см(п. 5.27 [2]); шаг поперечных стержней в средней части пролёта, , не более:=(3/4)*60=45,0 см; 50 см; а так же есть смысл соблюсти кратность 5 см. Принимаем наименьшие значения: =20 см;=50 см.Площадь сечения одного поперечного стержня: = 1369*20/29000/2 = см2.Принимаем 1Ø10A-III, =0,785 см2.Площадь поперечной арматуры воIIпролётеПоскольку =215060 Н >=61560 Н, расчёт поперечной арматуры обязателен.= 215060^2/4/2/95/20/56^2 = Н/см; =712,5 Н/см,для дальнейших расчётов принимаем = Н/см.= 1,5*95*20*56^2/215060 = см.Следовательно, =20 см; =50 см.= 970,3*20/29000/2 = см2.Принимаем 1Ø8A-III, =0,503 см2.Подбор закончен, т. к. в обоих пролётах диаметр, полученный по расчёту, не меньше диаметра, указанного в прил. 5 [12] для d=20 мм (максимальный диаметр стержней на опоре В). Значит, опасность пережога поперечных стержней при изготовлении каркаса исключена.2.4.6 Подбор монтажной арматуры в I пролётеМонтажная арматура является анкером для поперечных стержней. Диаметр её не должен быть менее 0,8 диаметра поперечных стержней, т. е. 0,8*10=8 мм. Принимаем в качестве монтажной арматуры 2Ø10A-III,=1,57 см2, что больше чем =0,0005*25*56= см2.Следовательно, монтажные стержни можно учитывать при построении эпюры материалов. Традиционно диаметр монтажных стержней в балках принимают не менее 10 мм.2.4.7 Проверка анкеровки продольной растянутой арматуры на крайней опореПроверку анкеровкипроводят с целью исключить возможность проскальзывания арматуры в бетоне Анкеровка считается обеспеченной, если фактический запуск стержней продольной растянутой арматуры за внутреннюю грань опоры равен или больше значений, указанных в п. 5.15 [2], п. 5.46 [3].Т. к. =170290 Н >=61560 Н, то длина запуска стержней за внутреннюю грань опоры должна быть не менее =10*2,5=25 см.В действительности стержни будут заведены за грань опоры на30-1=1 см, где 1 см – расстояние от торца ригеля до торца стержня согласно п. 5. 9 [2], п. 5. 37 [3], т.еанкеровкасилами сцепления обеспечена.2.4.8 Эпюра материалов (арматуры)В целях экономии металла часть стержней растянутой арматуры не доводят до опоры, а обрывают там, где они уже не требуются по расчёту. Места обрывастержней определяют с помощью эпюры материалов. Она представляет собой эпюру, любая ордината которой означает несущую способность сечения, соответствующего этой ординате.Согласно заданию на курсовой проект, армирование ригеля принимается без построения эпюры материалов.Список использованной литературыСНиПII-22-81. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования. - М. :Стройиздат, 1983.СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1989.Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры. – М.: Центральный институт типового проектирования, 1989.СНиП 2.07.01-85. Нагрузки и воздействия. – М.: Стройиздат, 1986.Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат. 1975.Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. - М.: Стройиздат, 1991.Попов Н. Н., Забегаев А. В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа, 1985, 1989.Бондаренко В. М.. Судницын А. И., Назаренко В. Г. Расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа, 1988.Бондаренко В. М., Судницын А. И. Расчет строительных конструкций. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа, 1984.Расчет и конструирование жилых и общественных зданий: справочник проектировщика. – Киев: Будивельник, 1987.Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие. – Киев: Будивельник, 1985.Бондаренко В.М., Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа, 1989.