Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания
Проектирование сборных железобетонных плит перекрытия, ригелей и колонн многоэтажного производственного здания
1.
Исходные данные
1.
Плита
- ребристая;
2.
Ригель
сечением - прямоугольным;
3.
Пролет
- средний;
4.
Размер
ячейки вдоль -5,9 м, поперек – 6,3 м здания;
5.
Количество
этажей – 4;
6.
Высота
этажа – 4,2 м;
7.
Нормативная
нагрузка от массы:
§
кровли
– 1,3 кНм2;
§
пола
– 1,5 кНм2;
8.
Толщина
пола – 11 см;
9.
Район
проектирования – II;
10.
Нормативная
временная нагрузка:
§
длительная
– 2,8 кНм2;
§
кратковременная
– 3,5 кНм2;
§
полная
– 6,3 кНм2.
2.
Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия
Рис. 1 План расположения ригелей и панелей
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.
Привязку стен
здания и их толщину принимаю 200 и 640 мм (рис. 1).
Для
обеспечения жёсткости здания в поперечном направлении и во избежание утяжеления
надоконных перемычек принимаю поперечное расположение ригелей по осям простенков
и продольное - панелей перекрытия. Номинальная ширина каждой панели принимается
одинаковой для всего перекрытия в пределах 1,3…1,7 м, и вычисляется по
формуле:
Рис. 2 Поперечное сечение
панелей перекрытия
Принимаю bн=1,575 м, hп=350 мм,
tп=65 мм. (рис. 2).
3.
Проектирование панели сборного перекрытия
3.1 Конструктивная
схема
Рис. 3 Ригель прямоугольного
сечения, ребристая панель
Ребристая
панель устанавливается на прямоугольные ригели поверху и закрепляется сваркой закладных
деталей.
3.2
Расчетная схема и нагрузки
Рис. 4 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 (кН/м2) от собственной массы панели определяется, как:
, где
ρ = 2500 кг/м3 —
плотность железобетона;
Аполн —
площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам, м2;
Апуст
— суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения, м2.
Подсчёт
нормативных и расчётных нагрузок с подразделением на длительно и кратковременно
действующие выполняется в табличной форме.
Таблица 1. Нормативные
и расчётные нагрузки на панель перекрытия
Наименование нагрузки
|
На 1м2
панели
|
На 1 погонный метр панели
|
|
нормативная, кН/м2
|
коэффициент надёжности
|
расчётная, кН/м2
|
нормативная, кН/м2
|
расчётная, кН/м2
|
|
|
1. Постоянная (длительно
действующая)
|
|
|
|
|
|
|
|
|
а) От собственного веса
панели
|
2,54
|
1,1
|
2,79
|
4,0
|
4,39
|
|
|
б) От собственного веса
конструкции пола
|
1,5
|
1,3
|
1,95
|
2,36
|
3,07
|
|
|
Итого
|
|
|
4,74
|
6,36
|
7,46
|
|
2. Временная нагрузка
|
|
|
|
|
|
|
в) Длительно действующая
часть нагрузки
|
2,8
|
1,2
|
3,36
|
4,41
|
5,29
|
|
|
г) Кратковременно действующая
часть нагрузки
|
3,5
|
1,2
|
4,2
|
5,51
|
6,61
|
|
|
|
Итого
|
|
|
7,56
|
9,92
|
11,9
|
|
Всего
|
|
|
12,3
|
16,28
|
19,36
|
|
В том числе длительная
нормативная
|
|
|
|
10,77
|
|
|
3.3 Статический расчет
Для
выполнения расчётов по первой и второй группам предельных состояний нужно вычислить
следующие усилия:
— изгибающий
момент (кН·м) от полной расчётной нагрузки:
— изгибающий
момент (кН·м) от полной нормативной нагрузки:
— изгибающий
момент (кН·м) от нормальной длительно действующей нагрузки:
— поперечная
сила (кН) от полной расчётной нагрузки:
3.4 Расчет
по I группе предельных состояний
3.4.1 Исходные данные
Панель
перекрытия запроектирована из тяжёлого бетона класса В25,
подверженного тепловой обработке при атмосферном давлении.
В зависимости
от принятого класса бетона по табл. 12, 13, 18 [1] определяю характеристики
бетона, которые свожу в таблицу.
Таблица 2. Характеристика
бетона
Класс бетона на сжатие
|
Коэффициент условий работы
бетона (табл. 15 [2]) γв2
|
Расчётные сопротивления
для предельных состояний. МПа
|
Начальный модуль
упругости, МПа Еb
|
|
|
Первой группы
|
Второй группы
|
|
Rb
|
Rbt
|
Rb, ser
|
Rbt, ser
|
|
В25
|
1
|
14,5
|
1,05
|
18,5
|
1,6
|
27·103
|
|
0,9
|
13,05
|
0,95
|
—
|
—
|
|
Примечание:
при расчёте по первой группе предельных состояний
Rb и Rbt
следует принимать с коэффициентом γb2=0.9
Класс
арматуры принимаю 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] определяю
характеристики арматуры и заношу в таблицу.
Таблица 3. Характеристики
арматуры
Класс арматуры,
диаметры
|
Расчётные сопротивления
для предельных состояний. МПа
|
Модуль упругости арматуры,
МПа Es
|
|
|
Первой группы
|
Второй группы
|
|
Rs
|
Rsw
|
Rsc
|
Rs, ser
|
|
А – I
|
225
|
175
|
225
|
235
|
210·103
|
|
А – III (10…40 мм)
|
365
|
290
|
365
|
390
|
200·103
|
|
|
Вр – I (4 мм)
|
365
|
265
|
365
|
—
|
170·103
|
|
При расчёте
прочности нормальных и наклонных сечений поперечное сечение панели приводится к
тавровому профилю.
Рис. 5 К расчету прочности
нормальных сечений
Вводимая в
расчёт ширина полки приведённого сечения для
ребристых панелей не должна превышать:
а) ширину
панели поверху ;
б) ,
где ;
в) 12·+b - для сечений при (п. 3.16
[1]).
Принимаю .
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…60 мм.
3.4.2 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
При
соблюдении условия нейтральная линия располагается в полке.
Параметр α0 определяется с учётом
свесов полки:
По таблице 7 [2] определяю коэффициент ν = 0,976 и подсчитываю требуемую
площадь растянутой арматуры (см2)
По таблице 8
[2] принимаю 4Ø16 А–III AS=8,04 см2
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+16+16/2 =44 мм
h0 = h – a = 350 – 44 = 306 мм
= 30,6 см
Проверка
прочности нормального сечения
Для проверки
прочности определяю положение нейтральной оси из условия:
При
соблюдении условия нейтральная ось проходит в полке. Тогда высота сжатой
зоны (см) вычисляется по формуле:
Несущая
способность сечения (Н·см):
Несущая
способность считается достаточной, т. к.
3.4.3 Расчет прочности наклонных сечений
на действие поперечных сил
Необходимость
расчёта определяется условием (п. 3.32 [1])
Для тяжёлого
бетона φb3=0,6. Правая часть
неравенства минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие
поперечной силы.
Условие не
выполняется. Поперечная арматура определяется расчетом.
Рис. 6 Конструктивные
требования к расположению поперечных стержней в ребрах панелей и в балках
Диаметр
поперечных стержней принимаю из условия свариваемости их с продольной арматурой.
Таблица 4. Соотношения
диаметров свариваемых стержней при контактной точечной сварке
Диаметры стержней
одного направления,
мм
|
18;20
|
Наибольшие допустимые
диаметры стержней другого направления, мм
|
5
|
Для
поперечных стержней, устанавливаемых по расчёту, должно удовлетворяться
условие:
, где
qsw — погонное усилие в
поперечных стержнях в пределах наклонного сечения (Н/см);
— площадь сечения поперечной арматуры в см2
ASW1=0,196 см2 — площадь сечения одного
стержня поперечной арматуры (1 Ø 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 0,5.
Только в этой формуле .
- условие выполняется.
Принимаю Ø5
Вр–I шаг 150 мм.
Рис. 7 К расчету прочности
наклонного сечения
Длина
проекции опасного наклонного сечения (см) на продольную ось элемента (рис7):
Поперечное
усилие (Н), воспринимаемое бетоном:
, где
С=С0=66,3 см=70 см
– 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:
Здесь , но не более 1,3.
- условие соблюдается.
3.4.4
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=1 м с защемленными опорами (рис. 8).
Рис. 8 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 (кН/м):
, где
ρ=2500 кг/м3
q/и —
полная нагрузка и нагрузка от собственного веса панели в кН/м2
h/f — толщина полки панели в
метрах
Расчётный
изгибающий момент в полке (кН·м):
Площадь
сечения рабочей арматуры полки панели определяю как для прямоугольного сечения
высотой h/f и шириной b=100 см.
Рабочая
высота сечения (см. рис. 8):
, где
а — расстояние от центра
тяжести рабочей арматуры до растянутой грани полки; принимается равным 1,5 см
(п. 5.6 [1]).
Полка
панели армируется сеткой с поперечной арматурой класса А–III. Продольная распределительная
арматура диаметром 4 мм из арматуры класса Вр – I, шаг 250 мм.
Для
определения необходимой площади арматуры, укладываемой вдоль расчётного пролёта
полки, подсчитываю параметр α0:
По таблице 7
[2] нахожу значение относительного плеча внутренней пары сил ν = 0,966
Страницы: 1, 2
|