СКАЧАТЬ:  12.zip [159,33 Kb] (cкачиваний: 59)  

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

На тему: «Многоэтажное здание из сборных железобетонных конструкций»

Расчет и конструирование сборных панелей перекрытия

Проектирование сборного перекрытия включает компоновку конструктивной схемы, расчет и конструирование панелей и риге­лей, узлов сопряжений сборных элементов.

Компоновка конструктивной схемы перекрытия заключается в выборе сетки колонн, направления ригелей, установлении размеров и шага ригелей, типа и размеров плит, это делается на основании соображений технологического характера, с учетом значений на­грузки, обеспечения пространственной жесткости и требований экономичности. При выборе сетки колонн должны соблюдаться тре­бования типизации и унификации. В проекте шаг колонн в направлении расположения ригелей рекомендуется принимать 6 - 8м. Направление ригелей может быть продольным или поперечным в зависимости от сетки колонн.

Для выбора конструктивной схемы перекрытия разрабатывают несколько вариантов таких схем и на основании технико-экономи­ческого сравнения принимают самый экономичный. Наибольший рас­ход бетона в перекрытии (около 65 %) приходится на панели (плиты), поэ­тому разработка их решений имеет особо важное значение.

По форме поперечного сечения различают ребристые, многопус­тотные и сплошные панели (плиты).

В промышленных зданиях применяют преимущественно ребристые панели как наиболее экономичные. Ширина панелей 0,8…3,0 м че­рез 0,1 м. высота сечения панелей 20...45 см при длине 5...7 м.

Многопустотные панели, имеющие гладкие потолочные поверх­ности, применяют главным образом в гражданском строительст­ве. Наибольшее распространение получили панели с круглыми пусто­тами шириной 1,2...1,8 м через 0,1 и. высотой 20...24 см.

Могут быть две схемы раскладки ребристых панелей. В первом случае (рис.1.а панели, имеющие в плите вырез, располагают так, чтобы их оси совпадали с осями колоны. Во второй случае панели укладывается между колоннами, а в зазоры, образующиеся по их осям, устанавливаются вкладыши-распорки, по ширине равные ширине колонн.

Перекрытия из пустотных панелей решаются с вкладышами (рис. 1.6). Пристенные панели могут иметь ширину, не равную ширине основной панели. Количество типоразмеров панелей, выбран­ных для данного перекрытия, должно быть минимальным, но не менее трех.

Рис.1. Компановка конструктивной схемы перекрытия.

Все типы панелей с точки зрения статического расчета представляют собой однопролетную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой, максимальные усилия в которой будут (рис. 2) M=q∙l₀²/8, Q=q∙l₀/2, где q=(g+v)∙b_f'- полная нагрузка на 1 м плиты; g - постоянная нагрузка, кН/м²; v - временная нагрузка, кН/м²; b_f'- ширина панели, м; l₀ - расчетный пролет, равный расстоянию между линиями действия опорных реакций (рис.3).

Рис. 2. Расчетная схема плиты и эпюры М и Q

Рис. 3. Расчетные пролеты плит при опирании:

а - по верху ригелей; б - на полки ригелей

Высота сечения предварительно напряженных панелей h=(1/20...1/30)l₀.

После установления размеров сечения плиты, задавшись классом рабочей арматуры и бетона, выписывают их расчетные характеристики; затем производят расчет прочности плиты по нормальным и наклонным сечениям. При расчете по нормальным сечениям для -ребристой панели вводят эквивалентное тавровое сечение (рис.4), а для многопустотной - двутавровое. Расчетную ширину сечений принимают равной суммарной толщине всех ребер.

Рис. 4. Поперечные сечения ребристой плиты

а - основные размеры, см; б - к расчету прочности;

в - к расчету по образованию трещин

В ребристых панелях производят расчет прочности верхней полки на местный изгиб. В этом случае мысленно выделяют полосу шириной 100 см (рис.5), расчет которой производят на действие пролетного и опорного момента M=q∙l₀₁²/11 как частично защемленной по концам балки пролетом l_01, равным расстоянию в свету между ребрами.

Далее выполняют расчет прогибов; трещиностойкости и проверку прочности плиты на монтажную нагрузку.

Для сборных плит принимают бетон класса В15 - В25. Армируют панели сварными каркасами и сетками из арматуры периодического профиля и обыкновенной проволоки. Рабочая продольная, арматура панелей без предварительного напряжения класса A-III. предварительно напряженных - высокопрочная стержневая классов A-IV, A-V. Ат-IV. Ат-V.

Основную продольную рабочую арматуру располагают в ребрах ребристых панелей или по всей ширине нижней полки сечения пустотных панелей. Поперечные стержни объединяют с продольной конструктивной (класса A-I Æ 8-10 мм) или рабочей ненапрягаемой арматурой в плоские сварные каркасы, которые размещают в ребрах плит. Полка плиты армируется сварными сетками из обыкновенной арматурной проволоки класса Вр-I. По четырем углам плит закладывают монтажные петли из арматуры класса A-I или Ас-П. В местах установки петель (на расстоянии 0,2 l₀₁от края) сплошные панели армируют дополнительными сетками.

Пример армирования ребристой плиты показан на рис.5.

Рис. 5. Армирование ребристой плиты

ПРИМЕР ВЫПОЛНЕНИЯ КУРСОВОГО ПРОЕКТА

Содержание

Введение……………………………………………………..………….….

1. Задание на курсовой проект………………………………………….….

1.1. Исходные данные для проектирования………………….………….…

1.2. Содержание и объем проекта……………………………………….…..

2. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия……………..

2.1 Разработка конструктивной схемы перекрытия………….………...……

3.Расчет ребристой панели с напрягаемой арматурой по предельным состояниям первой группы………..………………………………..…….

3.1. Расчет нагрузки на 1 м²перекрытия………………………………..…

3.2.Назначение размеров сечения плиты……………….……………...…

3.3. Определение усилий от расчетных и нормативных нагрузок……….

4. Выбор бетона и арматуры, определение расчетных характеристик материалов ………………………………….……………………………..…

5. Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси………………………………………………………………………...

6. Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси………………………………………………………………..

7. Конструирование ребристой плиты перекрытия…….…………………..

8. Список используемых источников…………………...…………………..

2. Компоновка конструктивной схемы сборного

перекрытия

Здание имеет размеры в плане 19,8 х 60,0 м и сетку колонн 6,6 х 6,0 м. Принимается поперечное расположение ригелей. Пролет ригелей - 6,6 м. шаг - 6,0 м. Плиты перекрытий - ребристые предварительно напряженные. Ширина основных плит – 1,5 м (по 3 плиты в пролете); по рядам колонн размещаются связевые плиты с номинальной шириной – 2,1 м.

Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия показана на рис. 1 (возможно выполнение компановки перекрытия на миллиметровой бумаге формата А3).

3. Расчет ребристой панели с напрягаемой арматурой по предельным состояниям первой группы

Расчет прочности ребристой панели включает расчет продольного ребра и полки на местный изгиб. При расчете ребра панель рассматривается как свободно лежащая балка таврового сечения, на которую действует равномерно распределенная нагрузка (см. рис.2).

Задаемся серийным ригелем по серии ИИ-04 или 1.020 с размерами b=400 мм. h=450 мм для многопустотных и ребристых плит.

Для определения расчетного пролета плиты предварительно задаются размерами сечения ригеля: h = 1/10 = 660/10 = 66 см;b = 0,4h = 0,4∙66 = 26 см; принимаем h = 65 см: b = 25 см (кратно 5 см).

Расчетный пролет плиты l₀ принимают равным расстоянию между осями ее опор. При опирании на полки ригеля расчетный пролет плиты (см. рис. 3) составит l₀=l-200-20=6000-200-20=5780 мм.

Где l- расстояние между осями.

Рис. 2а. К расчету полки плиты на местный изгиб:

расчетная схема полки и изгибающие моменты

Подсчет нагрузок на 1 м² перекрытия приведен в табл.1

3.1. Расчет нагрузки на 1 м² перекрытия

Таблица 1

Расчетная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,5 м с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95:

постоянная - g = 6,35∙1,5∙0,95 = 9,048 кН/м;

полная - g + v = 14,15×1,5-0.95 = 20,16 кН/м;

Здесь γ_f принимается по [2] в зависимости от вида нагрузки.

3.2. Назначение размеров сечения плиты (см. рис. 7):

Длина плиты составит: l_п = 6000-200-20=5780 мм.

высота сечения ребристой предварительно напряженной плиты

h = l_п/20 = 5780/20 = 289 мм, принимаем высоту плиты 300 мм.

Расчетная длина плиты составит: l₀ = l_п-90 мм =5690 мм.

Рабочая высота сечения h₀= h - а = 300 - 30 = 270 мм;

где а – расстояние от центра тяжести арматуры до грани растянутой зоны бетона.

а=30 мм для ребристых плит и а=20 мм для многопустотных плит.

ширина продольных ребер внизу - 70 мм, вверху - 100 мм;

ширина верхней полки 146 см. толщина 5 см.

В расчетах по предельным состояниям первой группы расчетное сечение тавровое (см. рис. 6):

расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h_f'= 5 см.

расчетная ширина ребра b = 2∙7 = 14 см.

Отношение h_f'/h = 5/30 = 0,167 > 0,1, при этом в расчет вводится вся ширина полки b_f' = 146 см.

Рис. 6. Поперечный разрез плиты перекрытия с назначенными размерами и расчетное сечение плиты перекрытия.

3.3. Определение усилий от расчетных и нормативных нагрузок

Рис. 7. Расчетная схема плиты и эпюры М и Q.

Рис. 8. Расчетный пролет плиты при опирании - на полки ригелей.

Изгибающий момент от расчетной нагрузки в середине пролета

М = (g + v)×l₀²/8 = 20,16∙5,69²/8 = 81,58 кН∙м.

Поперечная сила от расчетной нагрузки на опоре

Q = (g + v)∙l₀/2 = 20,16∙5,69/2 = 57,35 кН.

4. Выбор бетона и арматуры, определение расчетных характеристик материалов

Ребристая предварительно напряженная плита армируется стержневой арматурой класса Ат-V с электротермическим натяжением на упоры форм.

Изделие подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжелый класса В25. соответствующий напрягаемой арматуре. Согласно [1]:

нормативное сопротивление бетона сжатию

R_bn = R_b.ser = 18,5 МПа (прил. 1).

здесь R_b.ser расчетное сопротивление бетона сжатию для предельных состояний второй группы;

расчетное сопротивление бетона сжатию для предельных состояний первой группы R_b = 14,5 Мпа;

коэффициент условий работы бетона γ_b2 = 0,9;

нормативное сопротивление при растяжении

R_btn = R_bt.ser = 1,60 МПа (прил. 1);

расчетное сопротивление при растяжении R_bt = 1,05 МПа;

начальный модуль упругости бетона E_b = 27000 МПа.

Передаточная прочность бетона R_bp устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений σ_bp/R_bp £ 0,75, кроме того, R_bp ³ 0,5 В.

Для напрягаемой арматуры класса Ат-V:

нормативное сопротивление растяжению R_sn = 785 МПа (прил. 2);

расчетное сопротивление растяжению R_s = 680 МПа;

начальный модуль упругости E_s = 190000 МПа.

Предварительное напряжение арматуры принимается равным:

σ_sp = 0,6∙ R_sn = 0,6∙785 = 470 МПа.

Рекомендуется [1] назначать σ_sp с учетом допустимых отклонений р так, чтобы выполнялись условия:

σ_sp + p £ R_s.ser , σ_sp - р ³ 0.3∙ R_s.ser.

Значение р при электротермическом способе натяжения арматуры определяется по формуле (в МПа): р = 30 + 360/l, l - длина натягиваемого стержня: м.

Проверяем выполнение условий, если

р = 30 + 360/6 = 30 + 60= 90 МПа:

σ_sp + р = 470 + 90 = 560 < R_s.ser = 785 МПа.

σ_sp - р = 470 – 90 = 380 > 0,3∙ R_s.ser = 0,3∙785 = 235,5 МПа.

Условия выполняются.

Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры γ_sp:

γ_sp = 1 ±Δγ_sp.

Вычисляем предельное отклонение предварительного напряжения:

Δγ_sp = 0,5(р/σ_sp)∙(1+1/√n) = 0,5(90/470) ∙ (l+l/√2) = 0,16;

здесь n = 2 - число напрягаемых стержней в сечении плиты.

При проверке по образованию трещин в верхней зоне плиты при обжатии принимается γ_sp = 1 + 0,16 = 1,16;

при расчете по прочности плиты γ_sp = 1 – 0,16 = 0,84.

Предварительное напряжение с учетом точности натяжения

σ_sp = 0,84∙470 = 385 МПа.

5. Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

Максимальный изгибающий момент от расчетной нагрузки

М = 81,58 кН∙м.

Расчетное сечение тавровое с полкой в сжатой зоне (см. рис. 4).

Предполагаем, что нейтральная ось проходит в полке шириной b_f'. Вычисляем коэффициент α_m:

α_m = M/( R_b ∙ 0.9 ∙ b_f'∙h₀²) = 8158000/(14,5 ∙ 0,9∙136∙27²∙ (100)) = 0,063.

По приложению 5 находим ξ= 0,065, ξ = 0,967.

Высота сжатой зоны х = ξ∙ h₀ = 0,065∙27 = 1,76 < 5 см - нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

Вычисляем характеристику сжатой зоны ω:

ω= 0,85 - 0,008× g_b2∙R_b = 0,85 – 0,008∙0,9∙14,5 = 0,75.

Определяем граничную относительную высоту сжатой зоны бетона ξ_R по формуле 25 [3]:

Здесь σ_SR - напряжение в растянутой арматуре, принимаемое для арматуры классов А-IV, A-V, A-VI

σ_SR = R_s + 400 - σ_sp = 680 + 400 - 270 = 810 МПа:

σ_sc.u- предельное напряжение в арматуре сжатой зоны,

σ_sc.u= 500 МПа. так как γ_b2 < 1;

предварительное напряжение -с учетом полных потерь

σ_sp = 0.7 × 385 = 270 МПа.

Коэффициент .условий работы арматуры γ_s6 учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, определяется по формуле 27 [1]:

γ_s6 = η- (η – 1)∙(2ξ/ξ_R - 1) < η.

γ_s6 = 1,15 - (1,15 - 1)∙(2∙0,065/0,50 - 1) = 1,26 > η = 1,15.

Здесь η- коэффициент, принимаемый равным для арматуры класса A-V 1,15.

Следовательно. γ_s6 = η= 1,15.

Вычисляем площадь сечения напрягаемой растянутой арматуры:

A_sp= M/(γ_s6∙R_s∙ξ∙h₀)=8158000/(l,15∙680∙0,967∙27∙(100))=3,98 см².

Принимаем 2 Æ 16 Ат-V с А_sp = 4,02 см²[прил. 4].

Проверяем процент армирования:

μ= А_sp ∙ 100/(b∙h₀) = 4,02∙100/(14∙27) = 1,06 % > μ_m1n= 0,05 %.

6. Расчет прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

При изгибе плиты вследствие совместного действия поперечных сил и изгибающих моментов возникают главные сжимающие σ_mc и главные растягивающие σ_mt напряжения. Разрушение может произойти при σ_mt > R_bt или σ_mc > R_b Для обеспечения прочности наклонных сечений изгибаемых элементов должен производиться расчет: 1) на действие поперечной силы по наклонной полосе между наклонными трещинами; 2) на действие поперечной силы по наклонной трещине.

Поперечная сила от расчетной нагрузки Q = 57,35 кН.

1. Для обеспечения прочности на сжатие бетона в полосе между наклонными трещинами в элементах с поперечной арматурой должно соблюдаться условие

Q< 0,3∙φ_w1∙φ_b1∙R_b∙b∙h₀. (1)

Коэффициент φ_w1, учитывающий влияние поперечной арматуры, определяется по формуле

φ_w1 = 1 + 5α∙ μ_w < 1,3.

Коэффициент армирования μ_w равен:

μ_w = A_sw/(b∙s) = 2∙0,196/(14∙15) = 0,0019,

здесь A_sw = 2∙0,196 = 0,392 см² - площадь поперечного сечения двух стержней диаметром 5 мм (изначально можно задаться диаметром 4 мм);

Для ребристой плиты количество каркасов равняется количеству продольных ребер. Для многопустотных плит количество каркасов принимается в зависимости от ширины плиты.

s = 15 см - шаг поперечных стержней;

b = 2 ∙ b_p= 2∙7 = 14 см.

Коэффициент приведения арматуры к бетону α при модуле упругости арматуры класса Bp-I Es = 170000 МПа равен:

α = E_s/E_b = 170000/27000 = 6,30.

Коэффициент φ_w1 = 1 + 5∙6,30∙0,0019 = 1,06 < 1,3.

Коэффициент φ_b1 учитывающий влияние вида бетона. определяется по формуле

φ_b1 = 1 – 0, 01∙g_b2∙R_b = 1 – 0,01∙0,9∙14,5 = 0,87.

Величина внутреннего усилия, воспринимаемого сечением,

0,3∙ φ_w1∙ φ_b1∙R_b∙b∙h₀ = 0,3∙1,06∙0,87∙0,9∙14,5∙14∙27∙(100) = 136474 Н = 136,5 кН.

Условие Q = 57,35 кН < 136,5 кН выполняется. Следовательно, размеры сечения ребер достаточны. Если условие (1) не выполняется, необходимо увеличить размеры сечения или повысить класс бетона.

2. Наклонная трещина в элементе не образуется, если главные растягивающие напряжения σ_mt ≤R_bt. Для железобетонных конструкций этому условию соответствует приближенная опытная зависимость:

Q< φ_b3∙(1 + φ_f + φ_n)∙R_bt∙b∙h₀. (2)

Коэффициент φ_f, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых сечениях, определяется по формуле

φ_f = 0,75∙(b_f' - b)∙ h_f'/(b∙h₀ ) < 0,5.

Коэффициент φ_n, учитывающий влияние продольных сил N, определяется по формуле

φ_n = 0,1∙N/(R_bt∙b∙h₀) < 0,5;

для предварительно напряженных элементов в формулу вместо N подставляется усилие предварительного обжатия Р.

Значение 1 + φ_f + φ_n во всех случаях .принимается не более 1,5 [3].

Коэффициент φ_b3 принимается равным для тяжелого бетона 0,6.

Проверим условие (2), считая 1 + φ_f + φ_n = 1,5:

Q = 57,35 > 0,6∙1,5∙0,9∙1,05∙14∙27∙(100)) = 32149 Н ≈ 32,15 кН.

Условие (2) не соблюдается, поэтому необходим расчет поперечной арматуры. При соблюдении условия (2) расчет наклонных сечений по поперечной силе не требуется и арматура может быть назначена по конструктивным соображениям:

На приопорных участках продольных ребер длиной 1/4 пролета при

h < 450 мм шаг поперечных стержней должен быть

S ≤ h/2 = 300/2 = 150 мм

S ≤ 150 мм.

3. Расчет железобетонных элементов с поперечной арматурой на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной трещине должен производиться из условия

Q ≤ Q_b + Q_sw,

где Q_b = M_b/C = φ_b2∙(1 + φ_f + φ_n )∙R_bt∙b∙h₀²/C.

Вычисляем величину М_b при φ_b2 = 2,0 и 1+φ_f+ φ_n= 1,5:

М_b= φ_b2∙( 1 + φ_f + φ_n )∙R_bt∙b∙h₀² = 2∙1,5∙0,9∙1,05∙10⁶×0,14∙0,27² = 32148,9 Н∙м.

где q- полная расчетная нагрузка на плиту равная 20,16 кН/м.

=1,26 м, что больше чем Сmax=2.5h₀ = 2.5×0,27=0,675 м. Принимаем С=2,5×h₀=0,675 м.

Q_b= M_b/C =32148,9/0,675=47,628 кН.

Q_sw=q_sw×c₀

где q_sw – равномерно распределенное усилие, воспринимаемое поперечными стержнями.

R_sw – расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению, принимаемое по приложению 3. Для диаметра 4 проволоки Вр-I R_sw =265 МПа;

А_sw – площадь одного поперечного стержня, в первом приближении принимаем диаметр 4 с А_sw=0,126 см²;

S – шаг поперечных стержней, принимаемый в первом приближении h/2, 300/2=150 мм.

n – количество опорных каркасов.

Н/м

; =0,85 м, что больше чем 2×h₀. Принимаем с₀=2×h₀ = 2×0,27=0,54 м.

Q_sw=44,52×0,54=24,04 кН.

Проверяем условие: Q ≤Q_b + Q_sw,

57,35 кН < 47,62 + 24,04 = 71,66 кН.

Условие выполняется, поперечная арматура подобрана верно.

Окончательно принимаем Æ4 Вр-I с шагом 150 мм. Поперечную арматуру объединяем в каркас КР1 длинной l/4 = 5,78/4=1,44 м.

7. Конструирование ребристой плиты перекрытия.

8. Список использованной литературы.

1.СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции.

М.: Стройиздат.

2.СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М.: Стройиздат.

3.В.Н. Байков, Э.Е. Сигалов. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.: Стройиздат.

4. А.Б. Голышев, В.Я.Бачинский, В.П. Полищук, А.В. Харченко, И.В. Руденко. Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие. Киев.:Будивельник 1985.