Проектирование монолитного и сборного междуэтажного перекрытия промышленного здания

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*10⁶/8,5/1115/375² = 0,071; = 1-(1−2*0,071)^0,5 = 0,0737; = 0,0737*375 = 27,6 мм < = 50 мм. Проверяем условие: = 270/(2*10⁵) = 0,135; = 0,0035

Граничная относительная высота сжатой зоны: = 0,8/(1+0,135/0,0035) = 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 силу

Поперечная 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 = 162 562,5 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*425² = 34 544 531 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; = (34 544 531/15,24)^0,5 = 1481 мм > = 3*375 = 1125 мм, следовательно, принимаем = 1125 мм. Длина проекции наклонной трещины принимается равной, но не менее. Принимаем = 2*375 = мм. Тогда: = 0,75*56,89*750 = 31 607 Н = 31,6 кН; = 34 544 531/1125 = 30 706 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*375²/67 980 = 264 мм >= 150 мм.

2.4. 6 Определение длиныприопорного участка

При 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*375²*33,71 = 28 442 812 Н*мм.Так как = 12,74 Н/мм < = 15,74 Н/мм, то, где = 750 мм;поскольку = (27 310 500/(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-(1125/27 310 500+0,75*56,89*750−67 980+15,74*1125)/12,74=2590,1 мм.

2.5 Расчёт неразрезного ригеля2.

5.1 Общие сведения о ригеле

Неразрезной 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*4,85² =М2 =0,090*87,78*4,85² =МImax =0,091*87,78*4,85² =М3 =0,075*87,78*4,85² =М4 =0,020*87,78*4,85² =М6 =0,018*87,78*4,90² =М7 =0,058*87,78*4,90² =МIImax =0,0625*87,78*4,90² =М8 =0,058*87,78*4,90² =М9 =0,018*87,78*4,90² =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*4,85² =М6 = -0,040*87,78*4,90² =М7 = -0,024*87,78*4,90² =М8 = -0,021*87,78*4,90² =М9 = -0,034*87,78*4,90² =М10 = -0,0625*87,78*4,90² =М11 = -0,033*87,78*4,90² =М12 = -0,018*87,78*4,90² =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 сечения

Уточнение 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]). Руководствуясь

Рис. 7, а, определяем рабочую высоту сечения по формуле: = (18 789 700/0,32/1300/20)^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: = 255 440/0,3/(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 арматуры

Площадь 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 Iпролёте

Рабочая высота сечения = 60,0−8,6 = см. Величина =18 789 700/1300/20/51,4² = .Соответствующее значение =0,329.Требуемая площадь сечения =0,329*1300/36 500*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 воIIпролёте

Расчётное 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;= 13 172 500/1300/20/55,0² =;=0,184.Требуемая площадь = 0,184*1300/36 500*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;=14 763 400/1300/20/55,5² = ;=0,205.Требуемая площадь = 0,205*1300/36 500*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; = 14 763 400/1300/20/56² =; =0,201.Требуемая площадь = 0,201*1300/36 500*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=13 172 500/1300/20/55,5² = 0,164; =0,18.Требуемая площадь=0,18*1300/36 500*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 пролёта

Эти стержни обозначены поз. 14. Согласно

Рис. 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=6 744 300 Н*см. Задаёмся =2,0 см, тогдаа=4,0+0,5*2,5+0,5*2,0= см; h0=60,0−6,3= см;=6 744 300/1300/20/53,7² = =0,095.Требуемая площадь:= 0,095*1300/36 500*20*53,7 = см2. Принимаем 2Ø16A-III, =4,02 см².

2.5.

5. Подбор поперечной арматуры

Определяем минимальное поперечное усилие: ;=0,6*95*20*54=61 560 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 Iпролёте

Поскольку =255 440 Н >=61 560 Н, расчёт поперечной арматуры обязателен.= 255 440²/4/2/95/20/56² = Н/см; =712,5 Н/см, для дальнейших расчётов принимаем =1369 Н/см.= 1,5*95*20*56²/255 440 = 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:=(¾)*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*20/29 000/2 = см2. Принимаем 1Ø10A-III, =0,785 см². Площадь поперечной арматуры воIIпролёте

Поскольку =215 060 Н >=61 560 Н, расчёт поперечной арматуры обязателен.= 215 060²/4/2/95/20/56² = Н/см; =712,5 Н/см, для дальнейших расчётов принимаем = Н/см.= 1,5*95*20*56²/215 060 = см. Следовательно, =20 см; =50 см.= 970,3*20/29 000/2 = 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 пролёте

Монтажная 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 опоре

Проверку 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. = 170 290 Н >=61 560 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 литературы

СНиПII-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.