Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия с обычной и напрягаемой арматурой + Графическая часть

КП 2007.dwg

СибАДИ кафедра "Строительных конструкций
Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия многоэтажных производственных зданий
Плиты перекрытия ПР1
КП-ЖБ-02068982-290600-31ЭУН-2012
Поз. Обозначение Наименование Кол Масса
КП-ЖБ-02068982-270115-31ЭУН-2012
Армирование плиты ПР1н
Спецификация арматурных изделий плиты ПР1
Армирование плиты ПР1
Привязка напрягаемой арматуры
Спецификация арматурных изделий плиты ПР1н

Титульный КП.doc

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия (СибАДИ)»
Кафедра "Строительные конструкции"
по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»
на тему «Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия с обычной и напрягаемой арматурой»
студент группы ЭУН-09П1

Чистовик.doc

Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия3
Проектирование панели сборного перекрытия4
1 Конструктивная схема4
2 Расчетная схема и нагрузки4
3. Статический расчет5
4 Расчет по I группе предельных состояний6
4.1 Исходные данные6
4.2 Расчет прочности нормальных сечений8
4.3 Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных сил9
4.4 Расчет полки ребристой панели12
4.5 Армирование панелей13
5 Расчет панелей по предельным состояниям II группы (по раскрытию трещин и деформациям)15
5.1 Проверка трещиностойкости15
5.2 Проверка жесткости19
Проектирование плиты сборного железобетонного перекрытия с предварительно напряженной арматурой20
Расчет в программе RDT220
1 Плита перекрытия с обычной арматурой20
2 Плита перекрытия с предварительно напрягаемой арматурой21
Библиографический список22
Запроектировать плиту перекрытия многоэтажного производственного (с пятью пролетами вдоль и тремя пролетами поперек) здания.
Размеры ячейки здания
Нормативная нагрузка от пола
Нормативная временная нагрузка:
Длительно-действующая нагрузка
Кратковременная нагрузка
Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия
Длина здания в осях равна произведению продольного размера ячейки на число ячеек вдоль здания. 56·5 = 28 м
Ширина здания в осях равна произведению поперечного размера ячейки на число ячеек поперёк здания. 67·3 = 201 м
Привязку стен здания и их толщину принимаю 200 и 640мм.
Номинальная ширина каждой панели принимается одинаковой для всего перекрытия в пределах 13 17м и вычисляется по формуле:
Рис.1 Поперечное сечение панели перекрытия
Принимаю bн=1675м hп=330мм tп=60мм. (рис.1).
Проектирование панели сборного перекрытия
1 Конструктивная схема
Рис.2 Ригель прямоугольного сечения ребристая панель
Ребристая панель устанавливается на прямоугольные ригели поверху и закрепляется сваркой закладных деталей.
l0=l1-05· bp = 56-05·02 = 55 м
2 Расчетная схема и нагрузки
Рис.3 Расчетная схема панели
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.
Нормативная нагрузка (кНм2) от собственной массы панели определяется как:
ρ = 2500 кгм3 — плотность железобетона;
Аполн. — площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам м2;
Апуст. — суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения м2.
Нормативные и расчетные нагрузки на панель перекрытия
Нормативные нагрузки
I. Постоянные (длительно-действующая)
От собственного веса панели
От собственного веса конструкции пола
II. Временная нагрузка
Длительно-действующая часть нагрузки
Кратковременно-действующая часть нагрузки
В том числе длительная нормативная нагрузка
qдлн = gн +pндл(пог)= 1456
3. Статический расчет
Изгибающий момент (кН·м) от полной расчетной нагрузки
Изгибающий момент от полной нормативной нагрузки
Изгибающий момент от нормативной длительно-действующей нагрузки
Поперечная сила от полной расчетной нагрузки
4 Расчет по I группе предельных состояний
Панель перекрытия запроектирована из тяжёлого бетона класса B25 подверженного тепловой обработке при атмосферном давлении.
По табл. 12 13 18 [1] определены характеристики бетона.
Характеристика бетона
Класс бетона на сжатие
Коэффициент условий работы бетона (табл. 15 [2]) γb2
Расчётные сопротивления для предельных состояний. МПа
Начальный модуль упругости МПа Еb
Класс арматуры принимается в соответствии с указаниями п.2.19 а б в и п.2.24[1]. В зависимости от класса арматуры по таблицам 19 20 22 23 29 [1] определены характеристики арматуры.
Характеристики арматуры
Класс арматуры диаметры
Модуль упругости арматуры МПа Es
При расчёте прочности нормальных и наклонных сечений поперечное сечение панели приводится к тавровому профилю.
Рис.4 К расчету прочности нормальных сечений
Рабочая высота (см) сечения панели:
где а — расстояние от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры панели принимаю в соответствии с назначенной толщиной защитного слоя по п.5.5 [1] для ребристых панелей (расположение арматуры в два ряда по высоте) – 50 60мм.
4.2 Расчет прочности нормальных сечений
Расчёт прочности нормальных сечений производится в соответствии с п.3.16 [1] (рис.5). Предполагаю что продольной сжатой арматуры по расчёту не требуется.
Требуемую площадь сечения растянутой арматуры определяю в зависимости от положения нейтральной оси
Условие соблюдается. Нейтральная линия располагается в полке. Сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной .
Параметр α0 определяется:
По таблице 7 [2] определяю коэффициент = 0970 и подсчитываю требуемую площадь растянутой арматуры (см2)
По таблице 8 [2] принимаю 418 А–III AS=1018см2
Размещение принятой арматуры должно производиться в соответствии с п.5.12; 5.18 [1]
После размещения принятой арматуры провожу корректировку значений а и h0:
a =20+d+05·d = 20+16+05·18 =47мм;
h0 = h – a = 330 – 47 = 283мм .
Проверка прочности нормального сечения
Для проверки прочности определяю положение нейтральной оси из условия:
Условие соблюдается. Нейтральная ось проходит в полке. Высота сжатой зоны (см) вычисляется по формуле:
Несущая способность сечения (Н·см):
Несущая способность считается достаточной т.к.
4.3 Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных сил
Необходимость расчёта определяется условием (п.3.32 [1]):
Для тяжёлого бетона φb3=06. Правая часть неравенства - минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие поперечной силы.
Условие не выполняется. Поперечная арматура определяется расчетом.
Рис.5 Конструктивные требования к расположению поперечных стержней в ребрах панелей и в балках
Диаметр поперечных стержней принимаю из условия свариваемости их с продольной арматурой.
Соотношения диаметров свариваемых стержней при контактной точечной сварке
Диаметры стержней одного направления мм
Наибольшие допустимые диаметры стержней другого направления мм
Для поперечных стержней устанавливаемых по расчёту должно удовлетворяться условие:
qsw — погонное усилие в поперечных стержнях в пределах наклонного сечения (Нсм);
— площадь сечения поперечной арматуры в см2
ASW1=0196см2 — площадь сечения одного стержня поперечной арматуры (1 5 А–III);
n — число хомутов в поперечном сечении; зависит от количества каркасов в панели.
n=2 т.к. два продольных ребра.
φf — коэффициент учитывающий влияние сжатых полок в тавровом сечении принимается не более 05. В этой формуле для ребристых панелей .
Условие соблюдается.
Принимаю 5 Вр–I шаг 150мм.
Рис.6 К расчету прочности наклонного сечения
Длина проекции опасного наклонного сечения (см) на продольную ось элемента (рис7):
Поперечное усилие (Н) воспринимаемое бетоном:
С=С0=663см 75см – округленное до целого числа шагов хомутов (в большую сторону);
φb2=2 для тяжёлого бетона.
Поперечное усилие воспринимаемое хомутами пересечёнными наклонной трещиной определяется по формуле:
Проверка прочности наклонного сечения производится из условия:
Условие прочности соблюдается.
Проверка прочности наклонной полосы между трещинами на действие сжимающих напряжений производится из условия:
4.4 Расчет полки ребристой панели
Полка панели считается защемленной в продольных рёбрах и свободно опёртой на поперечные торцовые рёбра. Поскольку отношение длинной стороны полки к короткой больше двух то полка панели рассчитывается в направлении короткой стороны как балка шириной b=1м с защемленными порами (рис.8).
Рис.7 К расчету полки ребристой панели
Расчётным пролётом полки является расстояние в свету между продольными рёбрами панели.
Нагрузкой на полку является собственный вес полки конструкции пола и временная нагрузка на междуэтажное перекрытие. Расчётная нагрузка на полку (кНм):
и — полная нагрузка и нагрузка от собственного веса панели в кНм2;
— толщина полки панели в метрах;
Расчётный изгибающий момент в полке (кН·м):
Площадь сечения рабочей арматуры полки панели определяю как для прямоугольного сечения высотой и шириной b=100см.
Рабочая высота сечения (см. рис.8):
а — расстояние от центра тяжести рабочей арматуры до растянутой грани полки; принимается равным 15см (п.5.6 [1]).
Полка панели армируется сеткой с поперечной арматурой класса А–III. Продольная распределительная арматура диаметром 4мм из арматуры класса Вр – I шаг 250мм.
Для определения необходимой площади арматуры укладываемой вдоль расчётного пролёта полки подсчитываю параметр α0:
По таблице 7 [2] нахожу значение относительного плеча внутренней пары сил = 0955
Площадь растянутой арматуры (см2) на 1м длинной стороны полки:
Площадь сечения арматуры:
S — шаг стержней 180мм.
Принимаю 6 А–III с AS=170см2 S — шаг стержней 180мм.
4.5 Армирование панелей
Ребристая панель армируется продольными сварными каркасами расположенными в рёбрах и сварной сеткой в полке. Продольные арматурные каркасы образуются из рабочих (нижних) стержней класса А–III определённых расчётом прочности нормальных сечений панели и верхних (монтажных) стержней диаметром 10мм объединенных поперечными стержнями шаг и диаметр которых получены расчётом прочности наклонных сечений или определены конструктивными требованиями (см. рис.6).
Сетка помещается в нижней части полки и отгибается в верхнюю зону вблизи ребра с обеспечением надлежащей анкеровки поперечных стержней (рис.9).
Петли для подъёма закладываются в продольных рёбрах. Петли должны быть надёжно заанкерены.
Рис.8 Анкеровка рабочей арматуры
Для монтажных петель применяется арматура класса А–I (п.1.13 [1]). Диаметр петель назначается по требуемой площади поперечного сечения (см2) одной петли определяемой при условии распределения веса плиты на три петли с учётом коэффициента динамичности 14 (п.113 [1]) и коэффициента учитывающего отгиб петли 15.
— нормативная нагрузка от собственного веса панели в кНм2
— конструктивная ширина и длина панели в м.
RS — расчётное сопротивление арматуры класса А–Iв МПа.
Принимаю 410 А–I петли с AS = 0785см2 каждая.
5 Расчет панелей по предельным состояниям II группы (по раскрытию трещин и деформациям)
К трещиностойкости панелей перекрытия предъявляются требования 3–й категории (п.1.16 табл. 2;3 [1]) согласно которым предельно-допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин
Предельно-допустимый прогиб панели определяю согласно п.120 [1]
Определение ширины раскрытия трещин и прогибов производится от нагрузки с коэффициентом надёжности по нагрузке γf = 1.
Рис. 9. Эквивалентное сечение
5.1 Проверка трещиностойкости
Расчёт ширины раскрытия трещин не производится при соблюдении условия (п.4.5 [1]):
Mr. — момент внешних сил относительно оси проходящей через ядровую точку наиболее удаленную от растянутой грани сечения. Для изгибаемого элемента он равен изгибающему моменту с коэффициентом надёжности по нагрузке γf = 1 то есть равен МН=6961·105 Н·см;
Mcrc — момент воспринимаемый сечением нормальным к продольной оси элемента при образовании трещин и определяемый по формуле:
Mcrc = Rbt ser · Wpl · 100 – Mrp где
Mrp — момент усилия Р относительно той же оси что и для определения Mr.
Для изгибаемых элементов без предварительного напряжения усилие Р рассматриваю как внешнюю растягивающую силу определяемую по формуле в Н:
P = (s·AS + s · AS) ·100
s и s — напряжения в нижней и верхней продольной арматуре численно равные значениям потерь предварительного напряжения от усадки бетона по поз. 8 таб. 5 [1] как для арматуры натягиваемой на упоры. Для бетона класса В–25 s = s = 35 (МПа).
Здесь и далее предполагается отсутствие сжатой (верхней) арматуры то есть AS = 0.
Р = (35 ·1018) · 100 =35630 Н
Значение Mrp определяю (Н ·см) по формуле:
Mrp = P · (eop + r) где
еор — эксцентриситет приложения силы Р относительно центра тяжести приведённого сечения (см):
r — расстояние от центра тяжести приведённого сечения до верхней ядровой точки (см):
Для определения геометрических характеристик сечение панели должно быть приведено к эквивалентному по моменту инерции — к тавровому.
α = ES Eb = 200 ·103 27 ·103 = 74
Ared = bf· · hf + (h – hf) · b + α · AS = 161 ·6 + (33 – 6) · 20 + 74 · 1018 =15813см2
Sred = bf· · hf · (h – 05 · hf) + 05 · b · (h - hf)2 + α · AS · а = 161 · 6 · (33 – 05 · 6) + 05 ·20 ·
(33 – 6)2 + 74 · 1018 · 47 =3662406см3
y = h – x = Sred Ared = 3662406 15813= 2316см
х = h – у = 33 – 2316 = 984см
Wred = Jred y = 1569593 2316 = 67772см3
Wpl = γ · Wred = 175 ·72359 = 118601см3
γ — коэффициент учитывающий пластические свойства бетона и зависит от вида эквивалентного сечения; принимается для таврового сечения 175
r = 63185815274 = 429см
Mrp = 35630· (188 + 429) =817352 Н·см
Mcrc =16 ·110575·100 – 693651 =9518478Н·см
Mr=6961·105 Нсм > Mcrc = 952·105 Н·см
Условие не соблюдается. Необходимо провести расчёт ширины раскрытия трещин нормальных к продольной оси панели.
Проверяется ширина раскрытия трещин (мм) при продолжительном действии длительных нагрузок (п.4.14 [1]):
— коэффициент принимаемый равным 1 для изгибаемых элементов;
— коэффициент принимаемый равным 1 для стержневой арматуры периодического профиля;
φ1 = 160 – 15 · при продолжительном действии нагрузок;
— коэффициент армирования сечения принимаемый равным отношению площади сечения бетона (при рабочей высоте h0 и без учёта сжатых свесов полок) но не более 002
φ1 = 16 – 15 · 0018 =133
as — напряжение в стержнях крайнего ряда продольной рабочей арматуры;
ES — модуль упругости арматуры;
d — диаметр арматуры в мм.
Для определения as необходимо подсчитать параметры сечения после образования трещин (п.4.28 [1]):
М — изгибающий момент от постоянных и временных длительных нагрузок при коэффициенте надёжности по нагрузке γf = 1 (Н·см) т.е. Мндл = 5504·105Н·см (см. п.3.3 ПЗ)
— коэффициент характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны; при длительном действии нагрузки = 015.
Относительная высота сжатой зоны бетона сечения с трещиной:
= 18 для тяжёлого бетона;
— коэффициент армирования
x = · h0 = 0102 · 283 =289см
При x = 289см hf =6см то сечение рассматривается как прямоугольное с шириной b = bf = 161см вторично определяются φf λ .
Напряжение (МПа) в растянутой арматуре в сечении с трещиной:
Находим - условие удовлетворяется.
5.2 Проверка жесткости
Прогиб панели (см) определяется по формуле:
к = 5 48 — для равномерно загруженной свободно опёртой балки;
r — величина кривизны (1 см);
l0 — расчётный пролёт панели в см.
Величина прогиба ограничивается эстетическими требованиями поэтому расчёт прогибов производится на длительное действие постоянных и длительных нагрузок (п.1.20 [1]).
М — изгибающий момент от постоянных и длительных нагрузок при γf = 1 т.е. Мндл = 5504·105Нсм (см п.3.3 ПЗ).
z φf — параметры сечения с трещиной в растянутой зоне определённые (в п.3.5.1 ПЗ) при действии момента от постоянных и длительных нагрузок при γf =1; = 0.15;
z = 266см; φf =0; = 012
b = 09 — коэффициент учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами (п.4.27 [1]);
S — коэффициент учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами:
S = 125 – φls · φm ≤ 1
S = 125 – 08· 028 = 1026
- условие удовлетворяется.
Проектирование плиты сборного железобетонного перекрытия с предварительно напряженной арматурой
Опалубочные размеры класс бетона класс арматуры количество стержней и их размещение принимаются из расчета с обычной арматурой.
Расчет плиты ограничивается проверкой жесткости и трещиностойкости по второй группе предельных состояний. Проверка выполняется в программе RDT с предварительным определением величины предварительного напряжения sp растянутой арматуры.
Значение предварительного напряжения в арматуре принимается по СНиП 2.03.01-84 из условия:
Rsser – нормативное сопротивление арматуры сжатию (в кгссм2);
l - длина натягиваемого стержня (в м).
Величина предварительного напряжения sp вычисляется с учетом потерь предварительного напряжения 1 2 3 4 5 определяемых по табл. 5 СНиПа(в кгссм2).
sp = spmax –( 1+2+3+4+5)
где 1=003 spmax= 003·3051 = 9135 кгссм2
sp = 3051 –(9135+0+720+0+0)=2240 кгссм2.
Расчет в программе RDT2
1 Плита перекрытия с обычной арматурой
При действии постояных и длительных нагрузок:
достаточна -- резерв 25.08 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC2= .133 мм
достаточна -- резерв 55.69 процентов
Момент трещинообразования MCRC= 103492.60 кгс*см
При действии постояных длит. и кратковрем. нагрузок:
достаточна -- резерв 10.22 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC1= .156 мм
достаточна -- резерв 60.95 процентов
2 Плита перекрытия с предварительно напрягаемой арматурой
достаточна -- резерв 90.45 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC2= .043 мм
достаточна -- резерв 85.68 процентов
Момент трещинообразования MCRC= 541476.80 кгс*см
достаточна -- резерв 81.60 процентов
Ширина нормальных трещин ACRC1= .067 мм
достаточна -- резерв 83.25 процентов
Библиографический список
)СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. М: 1996г.
)Проектирование сборных железобетонных плит перекрытий многоэтажных производственных зданий: Методические указания к курсовому проекту №1 Сост. В.И.Саунин В.Г.Тютнева.– Омск; СибАДИ 2007г.
)СНиП 2.01.07–85* Нагрузки и воздействия. М: 1996г.
)Проектирование сборных железобетонных ригелей и колонн многоэтажных производственных зданий: Методические указания к курсовому проекту №1 Сост. В.И.Саунин В.Г.Тютнева.– Омск; СибАДИ 2007г.