Методические указания к курсовому проекту №1 по ЖБКК
.pdfcmin.dur 10 мм минимальная толщина из условий защиты от влияния окружающей среды, (согласно таблице 4.4N [1] для класса конструкции S4);
cdur. дополнительный элемент надежности (п. 4.4.1.2 (6) [1]), принимаем равным нулю);
cdur.st уменьшение минимальной толщины при использовании нержавеющей стали, (п. 4.4.1.2 (7) [1], cdur.st 0 );
cdur.add уменьшение минимальной толщины при использовании дополнительной защиты (п. 4.4.1.2(8) [1], принимаем равным нулю
cdur.add 0 ).
cmin max (cmin,b ; cmin,dur cdur, cdur,st cdur,add , 10)
cmin max(14 10, 0 0,10) 14мм
Номинальная толщина защитного слоя составляет:
cnom cmin cdev 14 10 24мм
Принимаем cnom 25 мм.
Предварительно задаемся размерами сечения ригеля:
−высота ригеля:
hриг 121 b1 141 b1 121 5,9 141 5,9 0, 492...0, 421м
принимаем hриг 0,45м ,
где: l номинальный пролет ригеля; b1 ширина сечения ригеля.
bриг 0,2 hриг 0,4 hриг 0,2 0,45 0,4 0,45 0,09...0,18 м
Сучетом конструктивных требований принимаем (тавр с полкой внизу):
−высота ригеля hриг 450мм ;
−толщину стенки bwr 200мм ;
−высоту полки hfr 180мм ;
21
− ширину полки bfr 450мм ;
−ширина одной полки ригеля bpr 125мм . Конструктивная длина плиты:
lконст lном bwr зазор 5880 200 80 5600мм
Найдем требуемую высоту поперечного сечения плиты по формуле:
|
|
c leff |
f yd |
|
q |
v |
||
hpl |
|
|
|
n |
n |
|||
Es |
qn |
vn |
||||||
|
|
|
где: c коэффициент, принимаемый для пустотных плит равным 18-20, для ребристых панелей - в пределах 30…34;
коэффициент увеличения прогибов при длительном действии нагружения, принимаемый для пустотных плит равным 2, для ребристых плит с полкой в сжатой зоне принимается равным 1,5;
qn 4.05 кН / м2 длительно действующая нормативная нагрузка;
v 4.05 кН / м2 |
кратковременно действующая нормативная |
n |
|
нагрузка; |
|
leff расчетный пролет плиты:
leff lmov bwr bpr 5880 200 125 5555мм
где: |
lmov 5880 мм |
номинальная длина плиты; |
|
||||||||||||
bwr 200мм - ширина ребра ригеля; |
|
|
|
|
|||||||||||
|
|
|
c leff |
f yd |
|
q |
v |
18 5555 435 |
|
2 4.05 4.05 |
|
||||
h |
|
|
|
|
|
|
n |
n |
|
|
|
|
|
|
326.2мм |
pl |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||
|
|
E |
|
|
|
q v |
2 105 |
|
4.05 4.05 |
|
|||||
|
|
|
s |
|
|
|
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
n |
n |
|
|
|
|
|
|
Принимаем hpl 330мм .
Для определения собственного веса плиты, отнесенного к единице площади, спроектируем поперечное сечение плиты с учетом известных конструктивных высоты и ширины плиты. Также изобразим её расчетное (эквивалентное двутавровое) сечение.
22
В расчете поперечного сечения пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Определяем толщину ребра и полки двутавра исходя из того, что стороны прямоугольника
b 0.9 190 171мм, р 0.9 190 171мм
Рис. 2.3 Сечение плиты
Толщина ребра bwpl равна:
bfplv 1210мм - ширина плиты по верху;
bfpl 1240мм - ширина плиты по низу (1250-10=1240 мм, где 10мм –
конструктивный зазор);
bwpl bfplv 5 b 1210 5 171 355мм
Толщина полки hfpl равна:
hfpl 0,5 (hpl h ) 0.5 (330 171) 79.5мм
Площадь двутавра:
Sдвут bfplv hfpl bwpl (hpl hfpl 2) bfpl hfpl
Sдвут 1210 79.5 355.0 (330 79.5 2) 1240 79.5 255480мм2
Приведенная толщина панели равна площади полученного двутавра деленной на ширину панели:
23
hred Sдвут 255480 206мм
bfpl 1240
2.2 Определение внутренних усилий
Сбор нагрузок на 1 м2 плиты перекрытия приведен в таблице 2.1.
Таблица 2.1
Нагрузки на 1м2 сборного междуэтажного перекрытия
|
Нормативная |
Коэффициент |
Расчетная |
|
Вид нагрузки |
надежности по |
нагрузка, |
||
нагрузка, кН/м2 |
||||
|
нагрузке, γf |
кН/м2 |
||
|
|
|||
|
|
|
|
|
Постоянная |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
1.От собственного веса |
|
|
|
|
плиты перекрытия |
|
|
|
|
δ = 0,2060 м |
5,05 |
1,35 |
6,82 |
|
|
|
|
||
ρ= 2500 кг/м3 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
2. От слоя цементно- |
|
|
|
|
песчаного раствора |
0,97 |
1,35 |
1,31 |
|
δ = 0,045 м |
||||
|
|
|
||
ρ= 2200 кг/м3 |
|
|
|
|
Итого |
6,02 |
1,35 |
8,13 |
|
|
|
|
|
|
Временная |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
длительная |
4,05 |
1,50 |
6,08 |
|
|
|
|
|
|
кратковременная |
4,05 |
1,50 |
6,08 |
|
|
|
|
|
|
Итого |
8,10 |
1,50 |
12,15 |
|
|
|
|
|
Расчет плиты по несущей способности производим на действие наиболее неблагоприятного из следующих сочетаний нагрузок (в расчете нагрузки приводим к 1 метру длины плиты):
24
1)( G Gk ) bnom 0 Qd bnom
2)( G Gk ) bnom Qd bnom
где: 0 - коэффициент для комбинационного значения переменного воздействия; согласно табл. А.1 [2] принимаем 0,7;
Gk 8.13 кН / м2 - расчетное значение постоянной нагрузки; Qd 12.15кН / м2 - расчетное значение временной нагрузки; bnom 1.25 м - номинальная ширина плиты;
- понижающий коэффициент; согласно табл. А.2(В) [2] принимаем 0,85. Тогда:
q1 Gk bnom 0 Qd bnom 8.13 1.25 0.7 12.15 1.25 20.8кН / м q2 Gk bnom Qd bnom 0,85 8.13 1.25 12.15 1.25 23.8кН / м
Расчетный изгибающий момент и максимальная сила от действия второго сочетания нагрузок равны:
|
|
|
|
q2 leff2 |
10 6 |
|
23,8 55552 |
10 6 |
|||||||
M |
ed |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
91,8кН м |
||
|
8 |
|
|
|
|
8 |
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
|
|
|
|
|
q2 leff |
10 3 |
|
|
23,8 5555 10 3 |
||||||
|
V |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
66.1кН |
||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||
|
ed |
|
|
|
2 |
|
|
|
|
|
2 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
Расчет плиты по эксплуатационной пригодности производим на действие практически постоянного сочетания нагрузок (п. 6.5.3 [3]):
( Gkn ) bnom 2 Qdn bnom
где: 2 - коэффициент для практически постоянного переменного воздействия (принят равным 0,6 согласно табл.А1 [3]);
Gkn 6.02 кН / м2 нормативное значение постоянной нагрузки; Qdn 8.1 кН / м2 нормативное значение временной нагрузки; bnom 1.25 м номинальная ширина плиты;
25
Тогда:
q3 Gkn bnom 2 Qdn bnom
q3 6.02 1.25 0.6 8.1 1.25 13.6кН / м
Расчетный изгибающий момент и максимальная поперечная сила от действия практически постоянного сочетания нагрузок равны:
|
|
|
|
q3 |
leff2 |
13.6 55552 |
10 6 |
|||||||
M |
edп |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
52,5кН м |
|
|
|
|
8 |
|
|
8 |
|
|||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
|
|
|
|
|
q3 leff |
|
|
13.6 5555 10 3 |
||||||
|
V |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
37.8кН |
||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||
|
edп |
|
|
|
2 |
|
|
|
|
2 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
2.3. Расчет по прочности нормальных сечений
Расчет производим с использованием упрощенного деформационного метода. Проверим условие, определяющее положение нейтральной оси. Предполагаем, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, и определяем область деформирования для прямоугольного сечения. Проверим выполнение условия M f Msd
Определим рабочую высоту сечения при заданном диаметре рабочих продольных стержней арматуры 12 мм:
d hpl cnom 122 330 25 122 299ммhdfpl 79299.5 0.266
Сечение находится в области деформирования II и изгибающий момент, воспринимаемый бетоном, расположенным в пределах высоты полки, находится по формуле:
|
|
2 |
|
17 |
|
|
33 |
|
2 |
|
||
M f |
fcd bfplv d |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
21 |
98 |
|
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
3 |
|
2 |
|
6 |
|
17 |
|
|
|
33 |
|
2 |
|
|
||
M f 8 1.21 10 |
299 |
|
10 |
|
|
|
|
|
0.266 |
|
|
|
0.266 |
|
|
165.7кНм |
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||||||
|
|
|
|
|
|
21 |
|
|
98 |
|
|
|
|
|
26
M f 165,7кНм Msd |
91.8кНм , граница сжатой зоны проходит в полке. |
|||||||||||||||||
|
m |
|
|
M |
Sd |
|
|
|
|
91.8 106 |
|
0,104 |
|
|||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||
|
f |
cd |
b |
fpl |
d 2 |
1 8 1240 2992 |
|
|||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
0.938 |
|
|
|
|
|
||
Astr |
|
|
M |
Sd |
|
|
|
|
|
|
91.8 106 |
|
|
752,5мм |
2 |
|||
f yd d |
|
0.938 435 299 |
|
|||||||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
||||||||||||
Принимаем арматуру |
|
S500 |
|
5 14 c |
A |
769.7мм2 cогласно [3]. |
||||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
spl |
|
|
|
Сравним площадь принятой арматуры с минимальной допустимой площадью армирования (согласно п.9.2.1.1 [1]):
|
|
|
|
Astr As min |
|
|
|
A |
0.26 |
fctm |
b |
|
d 0,26 |
1.6 |
355 299 88.3 мм2 |
|
|
|
|||||
s,min |
|
|
wpl |
|
|
|
|
|
|
f yk |
|
|
500 |
|
As min1 0,0013 bwpl d 0,0013 355 299 138 мм2
Таким образом, площадь поперечного сечения принятой арматуры больше минимально допустимой площади армирования.
2.4 Расчет по прочности наклонных сечений
Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчету: Определяем расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и наклонной арматуры (п. 6.2.2 [1]):
|
|
1 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
VRdc |
Crdc k (100 l fck )3 |
k1 |
cp bw d |
||
|
|
|
|
|
|
где: |
|
|
|
|
|
|
|
С |
0,18 |
|
0,18 |
0,12 |
|
||||
|
|
|
|
|
|
|
|||||
|
|
rdc |
|
|
c |
|
|
1,5 |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
l |
|
Aspl |
|
769.7 |
|
0,0073 |
0,02 |
||||
|
|
|
|
|
|
||||||
|
|
bwpl d |
|
355 |
299 |
|
|||||
|
|
|
|
27 |
|
|
|
|
|
|
k 1 |
|
200 |
|
1 |
|
200 |
|
1.82 2 |
|
d |
299 |
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
sp 0 (плита не имеет предварительно напряженной арматуры);
|
|
|
|
|
|
|
1 |
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||||
Vrdc |
0.12 1.818 (100 0.00725 12) |
3 |
0.15 0 355 299 10 3 |
47,63кН |
|||||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
но не менее: |
Vrdct vmin k1 cp bw d |
|
|||||||||||||
|
|
|
|||||||||||||
где: |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
3 |
|
1 |
|
|
3 |
|
|
|
|
|
||
|
v 0.035 k 2 |
f 2 0.035 1.8182 |
12 0,2972МПа |
||||||||||||
|
min |
|
|
ck |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||
Vrdct vmin k1 cp bwpl d 0.3 0.15 0 355 299 10 3 31.55кН |
|||||||||||||||
Т.к. Vrdc |
47,63кН Ved |
66.1кН , |
следовательно, требуется |
установка |
поперечной арматуры.
Согласно п. 6.2.3 [1] для элементов с вертикальной поперечной арматурой сопротивление срезу принимается как меньшее из значений:
Vrds Assw z f ywd cоt
Vrd max |
|
cw bw z v1 fcd |
|
cоt tаn |
|||
|
|
где: Asw площадь поперечной арматуры; s расстояние между хомутами;
f ywd расчетное значение предела текучести поперечной арматуры;
v1 коэффициент понижения прочности бетона, учитывающий влияние наклонных трещин;
cw коэффициент, учитывающий уровень напряжения в сжатом поясе (принимаем cw 1 для конструкций без предварительного напряжения);
28
z 0.9 d 0.9 299.0 269.1мм- плечо внутренней пары сил;45 - угол между трещиной и продольной осью плиты;
Принимаем конструктивно арматуру S240 2 10 c Asw 157.1мм2 cогласно [3] с шагом на приопорных участках s 100мм .
|
|
|
f |
ck |
|
|
|
12 |
|
|
v1 |
0.6 1 |
|
|
|
0.6 1 |
|
|
|
0.5712 |
|
|
|
250 |
||||||||
|
|
|
250 |
|
|
|
|
|
V |
|
Asw |
z f |
|
|
cоt |
157.1 |
269.1 167 cоt45 10 3 70.6кН |
|
|||||||||
|
|
|
ywd |
|
|
||||||||||||||
|
rds |
|
|
|
s |
|
|
|
|
|
|
100 |
|
|
|
||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||
|
|
|
|
cw |
b |
z v f |
cd |
|
355 269.1 0.5712 8 10 3 |
|
|||||||||
V |
|
|
|
|
|
|
w |
|
|
1 |
|
|
|
|
218.3кН |
|
|||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
||||
rd max |
|
|
|
|
cоt tаn |
|
|
|
|
cоt45 tаn45 |
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|||||||||
Таким |
|
образом, |
|
при |
данной |
арматуре Vrds 70,6кН Ved |
66.1кН |
||||||||||||
условие прочности удовлетворяется. |
|
|
|
||||||||||||||||
Принимаем на приопорных участках поперечную арматуру 2 10 S240 c |
|||||||||||||||||||
шагом |
s 100мм . |
В |
|
середине пролёта шаг принимается s2 220мм при |
арматуре того же класса и диаметра, т.к. согласно п. 9.2.2(6) [1], наибольшее продольное расстояние между следующими друг за другом элементами поперечной арматуры не должно превышать значения:
Sl max 0.75 d 1 cоt( dеg)
Sl max 0.75 299 1 cоt(90 dеg) 224.2мм
Определим коэффициент поперечного армирования для сечения на приопорном участке (форм.9.4 [1]):
|
|
|
|
|
Asw |
|
|
|
157.1 |
4.4 10 3 |
|||
w |
s bwpl siп |
100 355 siп90 |
|||||||||||
|
|
|
|
|
|
||||||||
|
|
|
|
|
|
|
|||||||
То же для середины пролета ( s2 220мм ): |
|
|
|||||||||||
|
|
|
|
Asw |
|
|
|
157.1 |
|
2 10 3 |
|||
w1 |
|
|
|
|
|
|
|||||||
|
|
|
s2 |
bwpl siп |
|
|
220 355 siп90 |
||||||
|
|
|
|
|
|
Определим минимальный коэффициент армирования (форм. 9.5 [1]):
|
|
|
0.08 |
|
|
|
|
|
|
|
|
fck |
|
0.08 12 |
1.2 10 3 |
||
w min |
|
|
|
|||||
|
|
f ywk |
240 |
|
|
|||
|
|
|
|
|
||||
|
|
|
|
29 |
|
|
|
Таким образом, w 4.425 10 3 wmin 1.2 10 3
w1 2.012 10 3 wmin 1.2 10 3
2.5 Расчет плиты на монтажные нагрузки
Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса S240, расположенные на расстоянии 35 см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности kd 1,4 расчетная нагрузка от собственного веса панели:
q kd f g bfpl
где: bfpl конструктивная ширина панели;
f коэффициент безопасности по постоянной нагрузке; g собственный вес панели, находим по формуле:
g hred 206 2500 10 5 5.15кН / м2
q kd f g bfpl 1.4 1.35 5.15 1240 10 3 12.1кН / м
Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:
|
q l2 |
|
12,1 0,352 |
||
M |
1 |
|
|
0,7411кН м |
|
2 |
2 |
||||
|
|
|
Этот консольный момент воспринимается продольной монтажной
арматурой каркасов (S500 2 8 с |
A 100.5мм2 ). Полагая, что |
z 0.9 d , |
|
s |
1 |
требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:
|
|
|
M |
|
0,7411 106 |
|
A |
|
|
|
|
|
6,3мм2 |
|
|
|
||||
s1 |
|
f yd |
d |
|
435 0,9 299 |
|
|
|
|
|
A 100.5мм2 A |
6.3мм2 |
|||
|
s |
|
s1 |
|
|
При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. тогда |
|||||
усилие на одну петлю составляет: |
|
|
|
||
|
q leff |
|
12.1 5555 10 3 |
||
N |
|
|
|
|
33,61кН |
2 |
2 |
|
|||
|
|
|
|
30