2.1.1. Расчётная схема панели

· Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис2.1)

· Расчётный пролёт панели – это расстояние между центрами её опорных площадок:

где b_r – ширина ригеля

2.1.2. Расчётная нагрузка

· Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b_п = 1,1м.

· Полная расчетная нагрузка на панель

· q = Р₀b_ng_n = 9,03*1,5*×0,95 = 12,868кН/м.

2.1.3. Внутренние усилия в панели

Наибольшие внутренние усилия в панели перекрытия при действии полной расчётной нагрузки вычисляются по формулам сопротивления материалов (рис. 2.1, в):

· изгибающий момент (в середине пролёта):

· поперечная сила (на опоре):

2.1.4. Расчётная схема поперечной рамы

Многоэтажная многопролётная поперечная рама каркаса здания является сложной статически неопределимой системой. При расчете её делят на ряд простых, размещая шарниры посередине высоты стоек рамы, и рассматривают отдельно рамы верхнего, первого и типового этажа .Усилия во всех ригелях средних пролетов будут одинаковыми, поэтому достаточно рассматривать трёх пролётные рамы. Расчёт проведём для рамы типового этажа

· Средний пролёт рамы равен расстоянию между продольными разбивочными осями L= 6,6м.

· Величина крайнего пролета рамы – это расстояние от оси крайнего ряда колонн до центра опорной площадки ригеля на стене:

гдеа = 250 – глубина заделки ригеля в стену.

2.1.5. Нагрузка на ригель поперечной рамы

· Ригель воспринимает нагрузку, действующую на грузовой площади шириной, равной расстоянию между поперечными разбивочными осями l = 6,6 м, а также нагрузку от собственного веса.

· Расчётная линейная нагрузка на ригель от его собственного веса:

q_r = b_rh_rg_bg_f = 0,2×0,65×25×1,1 = 3,575 кН/м,

где

b_r, h_r – размеры поперечного сечения ригеля (п. 1.5);

γ_b = 25 кН/м³ – объёмный вес конструкций из тяжелого бетона;

γ_f = 1,1 – коэффициент надёжности по нагрузке

· Продольная расчетная линейная нагрузка на ригель

q = (P₀l + q_r)×g_n = (9,03×6,6 + 3,575)×0,95 = 60кН/м.

2.1.6. Внутренние усилия в ригеле

Значения ординат огибающей эпюры моментов в ригеле обычно не превышают следующих величин:

4 в крайнем пролёте:
4 на опоре:	M₂₁ = M₂₃ = 0,07qL² = 0,07×60×(6,6)²= 182,952 кН×м,
4 в среднем пролёте:	M₂₂ = 0,055 qL² = 0,055×60×6,6²= 143,748 кН×м,

2.1.7. Продольные усилия в колонне 1-го этажа

· Колонны здания работают в составе поперечной рамы каркаса, поэтому в них возникают продольные силы и изгибающие моменты. Последние обычно невелики, поэтому мы ограничимся только определением продольных усилий.

· Наибольшая продольная сила в колонне возникает на уровне пола 1-го этажа

· Колонна воспринимает со всех этажей нагрузку, действующую на её грузовой площади размером L´l, а также нагрузку от собственного веса.

· Продольная сила в колонне на уровне пола 1-го этажа:

N=g_покр*F +g_сн*F+g_пер*F*(n_э – 1)+b_r*h_r*L*25*1,1*n=5,156 кН/м²*7м*6,6м+1,8 кН/м²*7м*9м+14,43кН/м²*7м*6,6м*4+1,2м*0,4м*6,6м*25 кН/м³*1,1*5+0,45м*0,45м*3,6м*25 кН/м³*1,1*5==2360,108кН

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

3.1. Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон

4 Применяем тяжелый бетон класса В30 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.

4 Расчётное сопротивление сжатию R_b= 17,0 МПа.

Арматура

4 Продольная рабочая арматура панели – предварительно напрягаемая, класса А-V

Сопротивление растяжению:

· нормативноеR_sn = 785МПа

4 расчётноеR_s = 680 Мпа

4 Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса А-3.

Расчётное сопротивление растяжению Rs = 390 МПа

3.1.1. Основные габаритные размеры панели

а) номинальные – в осях. Эти размеры установлены в процессе компоновки конструктивной схемы каркаса здания:

4 длина l_n = 6600 мм

4 ширина b_n = 1100 мм

4 высота h_n = 350 мм.

б) конструктивные – с учётом зазоров, которые необходимы:

1) для возможности свободной укладки сборных элементов при монтаже (зазор не менее 10 мм);

2) для возможности замоноличивания швов между элементами (зазор не менее 30 мм при высоте элементов более 250 мм, ).

Устраиваем зазоры: Δ = 30 мм, Δ₁ = 10 мм, тогда конструктивные размеры панели будут такими:

· длина l_k = l_n – Δ = 6600– 30 =6570 мм,

· ширина b_k = b_n– Δ₁ =1 100 – 10 = 1 090 мм.

Принимаем величину уступа в поперечном сечении ребристой панели δ = 15 мм, тогда зазор Δ₂:

Δ₂ = Δ₁ + 2δ = 10 + 2 · 15 = 40 мм>30 мм, требования СНиП выполнены.

3.1.2. Ширина продольного ребра панели

4 внизу (b₁) принимается из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона b₁ ≥ 70…80 мм, принимаем b₁ = 85мм.

4 вверху (b₂) принимается из условия обеспечения уклона граней ребра, равного 1/10:

4 b₂=125мм;

4 средняя ширина:

3.1.3. Размеры полки (плитной части)

4 ширина (расстояние в свету между продольными рёбрами):

4 толщина принимаем h¢_f = 50 мм.

3.2. Эквивалентное поперечное сечение панели

При расчете фактическое поперечное сечение панели заменяется эквивалентным тавровым сечением. Оно имеет ту же площадь и те же основные размеры.

4 Полная высота сечения равна высоте панели: h = h_n = 350 мм.

4 Полезная (рабочая) высота сечения h₀ = h – a, где

а – расстояние от нижней растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры.

Принимаема = 3 см, тогда h₀ = 35 – 3 = 32см.

· Толщина стенки эквивалентного сечения равна суммарной толщине ребер:

b = 2b_m = 2·10,5 = 21см.

· Толщина полки h¢_f =5см.

· Участки полки, удаленные от ребра, напряжены меньше, чем соседние участки. Поэтому ширина свеса полки в каждую сторону от ребра b_efограничивается двумя условиями она должна быть:

1) не более 1/6 пролета элемента: b_ef ≤ l/6 = 6600/6 = 1100 мм.

2) в рёбристой панели, когда расстояние между поперечными ребрами больше, чем между продольными:

· при h¢_f ≥ 0,1h: b_ef ≤ с/2

· приh¢_f< 0,1h: b_ef ≤ 6 h¢_f

· В данной рёбристой панели 0,1h = 0,1·35 = 3,5 см<h¢_f = 6 см, поэтому

b_ef ≤ c/2 = 1060/2 = 530 мм

Принимаем b_ef = min {l/6; c/2} = min {1100; 530} мм = 530 мм = 53 см,

тогда принимаемая в расчете ширина полки b¢_f:

b¢_f = 2 b₂ + 2 b_ef= 2·10 + 2·53 = 131

3.3. Подбор продольной рабочей арматуры панели

· Определение требуемой продольной рабочей арматуры производят с помощью вспомогательного коэффициента А₀

· По значению коэффициента А₀ находим значения относительной высоты сжатой зоны ξ = x / h₀ и относительного плеча внутренней пары сил η = z₀/ h₀, используя специальную таблицу или предлагаемые аналитические зависимости:

η = 1 – 0,5ξ = 0,989.

поэтому принимаем γ_s₆ = η₀ = 1,10.

· Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры:

· По сортаменту арматуры назначаем диаметр стержней так, чтобы он был не менее требуемой величины А_s. Число стержней – 2, по одному в каждом ребре.

Принимаем 2 О 12 А_s = 2,26см².

Проектирование несущих железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания 2 (стр. 2 из 4)