Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия многоэтажных производственных зданий

СК КРИСТИНА 2007.docx

Федеральное агентство по образованию
Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия
Кафедра «Строительные конструкции»
по железобетонным конструкциям
Проектирование сборных
железобетонных плит перекрытия
многоэтажных производственных зданий
Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия
Проектирование панели сборного перекрытия
1. Конструктивная схема
3. Статический расчет
4. Расчет по I группе предельных состояний
4.1. Исходные данные для расчета
4.2. Расчет прочности нормальных сечений
4.3. Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных сил
4.4. Армирование панелей
5. Расчет по II группе предельных состояний
5.1. Проверка трещиностойкости
5.2. Проверка жесткости.
Расчет плиты с преднапряженной арматурой
1. Определение величины предварительного напряжения арматуры
Список использованных источников
Цель данного курсового проекта – проектирование железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания.
Проектируется пустотная плита здания с наружными кирпичными стенами и железобетонными перекрытиями одерживаемыми железобетонными колоннами. Здание рассматривается с жесткой конструктивной схемой.
Определяем габаритные размеры здания в плане привязки наружных стен к разбивочным осям и компоновки конструктивной схемы здания.
Длина здания в осях равна произведению продольного размера ячейки на число ячеек вдоль здания:
Ширина здания в осях равна произведению поперечного размера ячейки на число ячеек поперёк здания:
Привязка стен здания толщина стен
Рис. 1. План расположения ригелей и плит.
Номинальная ширина каждой плиты принимается одинаковой для всего перекрытия и вычисляется путем делении длины средней ячейки поперек здания на принятое количество панелей.
Полученная номинальная ширина панелей должна быть в пределах 13 .17м.
где n – число панелей в одной ячейке.
Конструктивная ширина (bк) панелей назначается на 20 30мм меньше номинальной в соответствии с п.5.51 [2]. (Опалубочные размеры плиты в поперечном сечении показаны на рис. 2.).
bк = bн – (20 30мм)=1380 - 20 = 1360 мм.
Рис. 2. Поперечное сечение пустотной плиты перекрытия.
1 Конструктивная схема
Производится расчёт и конструирование панели перекрытия опирающейся на ригели.
Пустотная панель укладывается на полки крестовых ригелей по слою цементно-песчаного раствора (рис. 3).
Рис. 3. Конструктивная схема опирания пустотной панели.
Определение расчетного пролета:
где bр = 200мм; aр = 150мм.
2 Расчетная схема нагрузки
Поскольку возможен свободный поворот опорных сечений расчётная схема панели представляет собой статически определимую однопролётную балку загруженную равномерно распределённой нагрузкой в состав которой входят постоянная включая вес пола и собственный вес панели и временная.
Рис.4. Расчетная схема панели.
Нормативную нагрузку (кНм2) от собственной массы панели определим по формуле:
где ρ=2500 кгм3 – плотность железобетона;
Аполн – площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам м2;
Аполн = hпл · bн = 030 · 138 = 0414 м2
Апуст – суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения м2.
Апуст = r2 · n = 314 · (0115)2 · 5 = 0208 м2.
Тогда по формуле (1) получаем:
Подсчёт нормативных и расчётных нагрузок с подразделением на длительно и кратковременно действующие выполняется в табличной форме (табл.1).
Нормативные и расчетные нагрузки на панель перекрытия
Нормативные нагрузки
I.Постоянная (длительно-действующая):
От собственного веса панелй.
От собственного веса конструкции пола.
II.Временная нагрузка:
Длительно действующая часть нагрузки.
Кратковременно действующая часть нагрузки.
В том числе длительная нормативная
Примечание: * - коэффициент надежности по нагрузке для временных равномерно распределенных нагрузок на перекрытия принимаем согласно п.3.7 [1]; коэффициент надежности по нагрузке от веса пола принимаем равным 13; коэффициент надежности по нагрузке от собственного веса панели принимаем равным 11.
Для выполнения расчета по первой и второй группе предельных состояний вычисляем следующие усилия:
M - изгибающий момент от полной расчетной нагрузки
q - полная расчетная нагрузка q = 2210 кНм;
l0- расчетный пролет l0 = 545 м.
Mн- изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
qн- полная нормативная нагрузка qн = 1863 кНм.
Mндл - изгибающий момент от нормативной длительно действующей нагрузки
qндл- нормативная длительная нагрузка qндл = 1449 кНм.
Q - поперечная сила от полной расчетной нагрузки
Панель перекрытия запроектирована из тяжелого бетона класса (по прочности на сжатие) В25 подвергаемого тепловой обработке при атмосферном давлении. Основные характеристики бетона в зависимости от класса определяются по табл. 12 13 18 [2]; и сведены в табл. 2.
Характеристики бетона
Класс бетона на сжатие
Коэффициент условий работы бетона γb2
Расчетные сопротивления для предельных состояний Мпа
Начальный модуль упругости Eb Мпа
Примечание: При расчете по I группе предельных состояний Rb и Rbt следует принимать с коэффициентом γb2 = 09.
Класс арматуры следует принимать в соответствии с указаниями п.2.19 а б в и п.2.24 [2]. Основные характеристики арматуры в зависимости от класса определяются по таблицам 19 20 22 23 29 [2]; и сведены в табл. 3.
Характеристики арматуры
Класс арматуры диаметр
Модуль упругости арматуры Es МПа
При расчете нормальных и наклонных сечений поперечное сечение приводим к тавровому профилю (рис.5.).
Рабочая высота сечения панели h0:
h0 = h – a = 30 – 35 = 265 (см)
где а – расстояние от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры принимается в соответствии с п.5.5. [2] для пустотной панели принимаем 35 мм.
Вводимая в расчет ширина полки приведенного сечения для пустотных панелей равна . Окончательно принимаем ширину верхней полки равной 133 см.
(величины и показаны на рис. 6)
Рис.5. Приведенное сечение к расчету прочности нормальных сечений (размеры указаны в мм).
Рис. 6. Действительное сечение к расчету прочности нормальных сечений.
Расчет прочности нормальных сечений производим в соответствии с п.3.16 [2]. Предполагается что продольной сжатой арматуры по расчету не требуется.
Требуемую площадь сечения растянутой арматуры определяем в зависимости от положения нейтральной оси.
где М – изгибающий момент от полной расчетной нагрузки М = 8205000Н·см.
Rb- расчетное сопротивление осевому сжатию бетона для предельных состояний первой группы равное 1305 МПа;
b'f – ширина верхней полки b'f = 133 см;
h0 – рабочая высота сечения h0 = 265 см;
h'f – высота верхней полки h'f = 35 см.
Тогда вычисляя правую часть неравенства (1):
Условие (1) выполняется значит нейтральная ось проходит в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b'f.
Определяем коэффициент α0:
Определяем требуемую площадь растянутой арматуры As:
где – относительное плечо внутренней пары сил равное 0965 при α0 = 0067.
RS – расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельных состояний первой группы равное 365 МПа.
Из условия однорядного расположения арматуры по сортаменту подбираем: 4ø 18 АIII AS = 1018 см2.
Корректируем параметр а и h0: а = 20+05ø = 29мм h0 = 300 – 29 = 271 (мм).
Рис. 7. Схема уточненного расстояния от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры.
Проверка прочности нормального сечения.
Для проверки прочности определяем положение нейтральной оси из условия (6).
157 60748 – значит нейтральная ось проходит в полке.
Определяем высоту сжатой зоны.
Определяем несущую способность сечения:
Несущая способность сечения (9668 кН·м) выше чем изгибающий момент от полной расчетной нагрузки (8205кН·м). Условие (2) выполняется подбор растянутой арматуры произведен верно. Прочность плиты обеспечена.
Необходимость расчета прочности наклонных сечений определяем из условия:
где Q – поперечная сила от полной расчетной нагрузки Q = 60220 Н;
- минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие поперечного сечения
где Rbt – расчетное сопротивление бетона осевому растяжению для предельных состояний первой группы равное 095 МПа;
φb3 – коэффициент зависящий от вида бетона для тяжелого бетона φb3 = 06.
Условие (8) не выполняется: поперечная сила от полной расчетной нагрузки превышает минимальную несущую способность бетонного сечения. Необходимо провести расчет поперечной арматуры.
Задаемся начальным диаметром стержней и классом арматуры: ø5 Вр-I.
Назначаем шаг поперечной арматуры и длину опорного участка исходя из условий и .
Рис. 8. Конструктивные требования к расположению поперечных стержней в ребрах панелей и балках.
Для поперечных стержней должно выполняться условие (9):
где qsw – погонное усилие в поперечных стержнях в пределах наклонного сечения;
Rsw – расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению Rsw=260МПа;
s – шаг поперечной арматуры s = 15 см;
Asw – площадь сечения поперечной арматуры:
Asw = Asw1 * n = 0196*4 = 0784 (см2)
Asw1 – площадь поперечного сечения одного стержня поперечной арматуры равная 0196 см2;
n – число хомутов в поперечном сечении n = 4.
φf – коэффициент учитывающий влияние сжатых полок в тавровых сечениях принимаемый не более 05:
Условие (9) выполняется: 1359 > 572 (Нсм).
Рассчитываем длину проекции наклонного сечения на продольную ось.
где φb2 – коэффициент зависящий от вида бетона φb2 = 2 для тяжелого бетона.
Рассчитываем поперечное усилие воспринимаемое бетоном.
Определяем поперечное усилие воспринимаемое хомутами.
Проверяем прочность наклонного сечения из условия (10).
Q – поперечная сила от полной расчетной нагрузки Q = 60220Н;
Qb + Qsw = 41862+74592 = 116454(Н)
Условие (7) выполняется: 60220 116454(Н). Арматура подобрана верно.
Проверка прочности наклонной полосы между трещинами на действие сжимающих напряжений производится из условия (11):
где Q – поперечная сила от полной расчетной нагрузки;
Esw – модуль упругости арматуры равный 170000 МПа;
Eb – начальный модуль упругости бетона равный 27000 МПа.
Условие (11) выполняется: 60220 181100 Н.
Прочность плиты обеспечена.
Рабочая арматура пустотных панелей является продольной арматурой сварной сетки расположенной в нижней полке. Распределительная арматура этой сетки принимается из стержней классов Вр-I диаметром 4 6 мм. Шаг стержней распределительной арматуры не должен превышать 600 мм [2 п. 5.22].
Верхняя полка армируется конструктивной сеткой 20020033 из стали класса Вр-I.
Поперечные стержни определяемые из условия прочности наклонных сечений объединяются с продольной монтажной арматурой того же диаметра что и хомуты в короткие плоские каркасы устанавливаемые в приопорных участках ребер панели (см. рис.5 [4]). Каркасы должны быть обязательно установлены в крайних ребрах а в промежуточных могут устанавливаться через ребро.
Для обеспечения анкеровки всех продольных рабочих стержней доходящих до свободной опоры длина запуска стержней за внутреннюю грань свободной опоры должна быть не менее 5d если расчет прочности наклонных сечений не требуется и не менее 10d если такой расчет необходим (d – диаметр рабочей арматуры). Если длина запуска меньше необходимой то анкеровку нужно обеспечить дополнительными конструктивными мероприятиями приведенными на рис.8 [4]. При этом длина запуска должна быть в любом случае не меньше 5d.
Петли для подъема закладываются в смежных ребрах впотай в пустотных панелях на расстоянии 04 07 м от концов панели. Петли должны быть надежно заанкерены.
Рекомендуется для монтажных петель применять арматурную сталь класса А-I [4]. Диаметр петель назначается по требуемой площади поперечного сечения (м2) одной петли определяемой при условии распределения веса плиты на три петли с учетом коэффициента динамичности 14 [2 п. 1.13] и коэффициента учитывающего сгиб петли15.
гдеqнсв – нормативная нагрузка от собственного веса панели в кНм2;
bk – конструктивная ширина панели ;
Rs – расчетное сопротивление арматуры класса А-I в МПа.
Принимаются 4 петли 12 с площадью сечения каждой .
К трещиностойкости панелей предъявляются требования 3-й категории [2 п. 1.16 табл.2;3] согласно которым предельно-допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин:
Предельно-допустимый прогиб панели определяю согласно п. 120 [1]
Расчет панели по предельным состояниям 2 группы производится по программе RDT.
AMSP AMS1 AMS2 D ESP ES1 ES2 ES1H
ES2H EB RERSP RERS1 RERS2 SIGSP
RBSER RBTSER RBP RBSERP SERP SIG8
K K1 AL BET KDEL FIB1
BET1 PSIB ETA VB VB1
FIB2K NUK FILSK FIL0K
ASP AS1 AS2 AS1H AS2H
При действии постояных и длительных нагрузок:
достаточна -- резерв 33.65 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC2= .195 мм
достаточна -- резерв 35.02 процентов
Момент трещинообразования MCRC= 309469.50 кгс*см
При действии постояных длит. и кратковрем. нагрузок:
достаточна -- резерв 14.90 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC1= .233 мм
достаточна -- резерв 41.71 процентов
Исходные данные для расчета плиты с преднапряженной арматурой (опалубочные размеры класс бетона класс арматуры количество стержней и их размещение) принимаются по расчету плиты с обычной арматурой.
Способ создания предварительного напряжения принимается электротермический неавтоматизированный на упоры.
Рис. 9. Схема натяжение арматуры на упоры.
Расчет панели заключается в проверке жесткости и трещиностойкости по второй группе предельных состояний. Проверка выполняется в программе RDT с предварительным определением величины преднапряжения sp растянутой арматуры.
достаточна -- резерв 89.49 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC2= .000 мм
достаточна -- резерв 100.00 процентов
Момент трещинообразования MCRC= 777841.90 кгс*см
достаточна -- резерв 86.38 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC1= .000 мм
Значение предварительного напряжения в арматуре принимается по СНиП 2.03.01 -84 [2]из условия
где - минимальное значение диапазона;
- максимальное значение диапазона;
Rsser – нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsser =4000кгссм2;
p = – допустимые отклонения p =300+3600
Величина предварительного напряжения sp вычисляется учетом потерь предварительного натяжения 1 2 3 4 5:
Тогда величина предварительного напряжения будет равна:
Рис.6. Эквивалентное сечение к расчету трещиностойкости и жесткости (размеры указаны в см).
Список использованых источников:
СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия - М. Госстрой СССР 1987.
СниП 2.03.01-84 Бетонные и железобетонные конструкции - М. Госстрой СССР 1989.
Попов Н.Н. Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных каменных конструкций. Учебник для строительных специальностей вузов. – 2-е изд. переработано и дополнено – М. Высшая школа 1989. – 400с.
Саунин В.И. Тютнева В.Г. Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия многоэтажных производственных зданий - Омск. Издательство СибАДИ 2007.

кристина.dwg

Спецификация арматурных изделий плиты ПК1
Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия многоэтажных производственных зданий
КП - ЖБ - 02068982 - 270106 - 41ПСКб - 2012
;Армирование плиты ПК1
;Армирование плиты ПК1н
Привязка напрягаемой арматуры
Спецификация арматурных изделий плиты ПК1н