Скачать:  1365527182_2011_-_ees_-_kursovoy_proekt.zip [820,75 Kb] (cкачиваний: 0)  

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

по дисциплине

 «Строительные конструкции»

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ КАРКАСА

МНОГОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ

Содержание

Содержание. 2

Введение. 3

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания. 4

1.1.       Объёмно-планировочные параметры здания. 4

1.2.       Состав и работа каркаса здания. 4

1.3.       Температурные швы.. 4

1.4.       Колонны и наружные стены.. 5

1.5.       Ригели. 5

1.6.       Панели перекрытия. 5

1.7.       План и поперечный разрез здания. 6

2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса. 7

2.1.       Общие положения. 7

2.2.       Нагрузки на перекрытие и покрытие. 8

2.3.       Статический расчёт панели перекрытия. 8

2.4.       Статический расчёт поперечной рамы каркаса. 9

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия. 13

3.1.       Характеристики прочности бетона и арматуры.. 13

3.2.       Предварительное напряжение арматуры.. 13

3.3.       Граничная относительная высота сжатой зоны бетона. 15

3.4.       Опалубочные размеры панели. 13

3.5.       Эквивалентное поперечное сечение панели. 16

3.6.       Подбор продольной рабочей арматуры панели. 17

3.7.       Конструирование поперечной рабочей арматуры панели. 19

3.8.       Расчет полки панели на местный изгиб. 19

3.9.       Рабочие чертежи панели перекрытия. 21

4. Расчет и конструирование ригеля перекрытия. 22

4.1.       Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры.. 22

4.2.       Подбор продольной рабочей арматуры ригеля. 22

4.3.       Подбор поперечной рабочей арматуры ригеля. 25

4.4.       Обрыв продольной арматуры в пролёте. 29

4.5.       Конструктивное армирование ригеля, опорный узел. 30

5. Расчёт и конструирование колонны.. 31

5.1.       Подбор продольной арматуры.. 31

5.2.       Конструирование поперечной арматуры колонны.. 32

6. Расчёт и конструирование фундамента. 33

6.1.       Общие соображения. 33

6.2.       Определение площади подошвы фундамента. 33

6.3.       Определение основных размеров фундамента. 34

6.4.       Расчёт фундамента на продавливание. 36

6.5.       Проверка прочности плиты по наклонному сечению.. 36

6.6.       Подбор арматуры подошвы фундамента. 36

Список литературы.. 38

Графическая часть. 39

Введение

Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств: цехов лёгкого машиностроения, приборостроения, химической, электро- и радиотехнической промышленности, а также складов, холодильников, гаражей, предприятий железнодорожного транспорта и прочих объектов. Для всех названных производств характерны сравнительно небольшие технологические нагрузки на конструкции здания.

Многоэтажные промышленные здания целесообразно строить, когда производственный процесс организован по вертикальной схеме и производство не относится к категории взрыво- и пожароопасных.

Чаще всего многоэтажные производственные здания выполняют из железобетона, так как в настоящее время он является одним из основных материалов капитального строительства.

Основу многоэтажного производственного здания образует железобетонный каркас, состоящий из колонн, ригелей, плит перекрытия и элементов жёсткости. В зданиях с неполным каркасом колонны располагаются только внутри, а наружные стены выполняют функции несущих и ограждающих конструкций.

В настоящее время железобетонное строительство осуществляется в основном в монолитном исполнении. Сборные железобетонные конструкции, возведение которых на строительной площадке осуществлено из заранее заготовленных элементов, распространены в эксплуатируемом фонде.

В данной работе выполняется проектирование основных несущих конструкций сборного железобетонного каркаса многоэтажного производственного здания. Целью проектирования является разработка технологичных конструктивных решений, обеспечивающих несложное, быстрое и экономичное изготовление, транспортирование и монтаж конструкций, которые будут надёжны и безопасны в эксплуатации.

Проектирование осуществляется в соответствии с действующими нормативно-правовыми актами Российской Федерации (Федеральными Техническими регламентами) и нормативными документами (СНиП, ГОСТ, СП – Сводами правил, СТО – Стандартами организаций), составляющими техническую и юридическую основу проектных работ и обеспечивающими необходимую надёжность и экономичность объектов недвижимости.

1.    Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

        1.1. Объёмно-планировочные параметры здания

Таблица 1.1

        1.2. Состав и работа каркаса здания

Продольные и поперечные разбивочные оси образуют сетку, в узлах которой устанавливаются колонны. Расстояние между продольными разбивочными осями называют пролётом здания, между поперечными – шагом колонн. Колонны по высоте имеют выступающие части – консоли, на которые устанавливаются балки – ригели. Сверху на ригели укладываются панели перекрытия.

На панели действуют вертикальные  нагрузки (эксплуатационные), которые передаются затем через ригели на колонны, а с них через фундаменты на грунт основания. Горизонтальные нагрузки (ветровые) воспринимаются наружными стенами здания, которые выполняются из кирпича. На них передается также и часть вертикальных нагрузок. Конструктивная система здания с использованием колонн и несущих стен носит название неполного каркаса.

        1.3. Температурные швы

Чтобы в элементах каркаса не возникали дополнительные усилия от изменения температуры, здание в необходимых случаях разрезают на отдельные самостоятельные блоки (температурные отсеки) поперечными и продольными температурными швами. Температурный шов представляет собой два ряда колонн, смещённых от разбивочной оси на 500 мм.

По требованиям СНиП [2] наибольшая длина температурного отсека составляет 60 м.

• Длина здания l₀ = 101,4 м > 60 м, поэтому необходимо устройство поперечного тепературного шва. Предусматриваем шов примерно в середине длины здания, тогда длина температурных отсеков составит  7×l = 7×7,8 = 54,6 м   и   6×l = 6×7,8 = 46,8 м.

Если длина здания превышает 120 м, то необходимо устраивать два температурных шва, которые будут делить здание на три части; при длине свыше 180 м  – три шва и т.д.

        1.4. Колонны и наружные стены

• Принимаем сечение колонн 450´450 мм (кратно 50 мм), толщину кладки наружных стен 640 мм, постоянную на всех этажах.

Толщина наружной стены принимается кратной размерам кирпича (250´120 мм, высота 65 мм), с учётом 10 мм на вертикальный шов: 640 мм = 250+10+120+10+250 мм (стена в 2,5 кирпича).

        1.5. Ригели

Принимаем поперечное направление ригелей, т.е. располагаем ригели поперёк здания.

Сечение ригеля принимаем прямоугольным (рис. 1.1). Размеры сечения ригеля назначаем по прил. 1 для L = 7,8 м: высота h_r = 750 мм, ширина b_r = 250 мм. Обычно принимают

h_r = (1/10…1/15)×L   (кратно 50 мм);    b_r = (0,3…0,4)×h_r   (кратно 50 мм).

• Чем больше высота сечения ригеля, тем лучше он работает на восприятие нагрузки, но строительная высота перекрытия при этом увеличивается.

Ригели, находящиеся у продольной наружной стены, опираются одним концом на эту стену, а другим – на консоль колонны. Глубину заделки ригеля в стену примем равной длине кирпича (250 мм).

        1.6. Панели перекрытия

Применяем рёбристые панели перекрытия.

Панели бывают рёбристые (рис.1.3,а), типа «2Т» (рис.1.3,б), или многопустотные.

Схема раскладки панелей. Принимаем наиболее распространённый вариант раскладки: между колоннами укладываются связевые панели, которые служат распорками, передающими горизонтальные нагрузки. Рядовые и связевые панели имеют одинаковую ширину; укладываемые у продольных стен доборные панели в два раза уже рядовых (рис. 1.2).

Важно обеспечить, чтобы оси связевых панелей располагались точно по оси колонн, т.е. совпадали с разбивочными осями здания.

Заделка панелей в стены:

• в продольные стены панели не заделываются;
• в поперечные стены заделка составляет 130 мм

(половина кирпича с учётом толщины раствора шва: 120 + 10 мм).

Привязка наружных стен к разбивочным осям:

• к продольной оси: нулевая привязка

(внутренняя грань стены совмещена с разбивочной осью);

• к поперечной оси: привязка 130 мм

(внутренняя грань стены смещена с разбивочной оси внутрь здания на величину заделки панели в стену).

Размеры сечения панели назначаем по прил. 1 для l = 7,8 м:

высота h_n = 350 мм, ширина b_n = 1300 мм, число панелей на длине пролёта – 6.

Обычно принимают h_п = (1/20…1/30)l  (кратно 50 мм); а b_n назначают такой, чтобы на длине пролёта можно было разместить целое число панелей и их ширина составляла 1100…1500 мм (кратно 100 мм).

        1.7. План и поперечный разрез здания

Компоновка конструктивной схемы каркаса заканчивается изображением плана и поперечного разреза здания (масштаб М 1:200). Основные сборные конструктивные элементы каркаса на строительных чертежах принято обозначать марками (например: П-1, П-2, П-3 – панели перекрытия соответственно рядовые, связевые и доборные). Однотипные элементы получают одинаковые марки.

Колонны здания для удобства изготовления, транспортировки и монтажа разделяются по высоте на отдельные монтажные элементы. Длина монтажного элемента может составлять 1; 2 и 3 этажа (но не более 18 м для возможности перевозки).

Для удобства выполнения работ по замоноличиванию стыков и сварки выпусков арматуры стык колонн располагается выше пола перекрытия на 800 мм.

Для изображения на поперечном разрезе задают ориентировочные (предварительные) размеры консольного выступа колонн (напр. 250´250 мм, скос под углом 45º) и фундамента (трёхступенчатый, высота ступени 350 мм). Глубина заложения подошвы фундамента d_f принимается по заданию.

2. Определение нагрузок и статический расчёт элементов каркаса

2.1.      Общие положения

В нормах проектирования (СНиП [6]) указаны нормативные (эксплуатационные) значения нагрузок (q_n), которые соответствуют условиям нормальной эксплуатации сооружений. В расчётах по несущей способности (1-я группа предельных состояний) используются расчётные значения нагрузок (q), получаемые в результате умножения их нормативной величины q_n на коэффициент надёжности по нагрузке γ_f ³ 1 (табл. 2.1), учитывающий статистический характер изменчивости нагрузок:

q = q_n · γ_f

Таблица 2.1.

Коэффициенты надёжности по нагрузке

Расчётные значения нагрузок принято также умножать на коэффициент надёжности по назначению здания γ_n, учитывающий степень ответственности зданий и сооружений, которая характеризуется значимостью экономических, социальных и экологических последствий отказов этих объектов. Здание в данном проекте, как и большинство зданий, относится к нормальному уровню ответственности, которому согласно «Техническому регламенту» [1] соответствует коэффициент γ_n = 1,0 (γ_n = 0,95 по прил. 7* СНиП [6]).

При действии нагрузок в элементах (сечениях) конструкции возникают внутренние усилия и перемещения, а в отдельных компонентах сечений – напряжения и деформации. Прочность сечения обеспечена, если напряжения от расчётных нагрузок не превышают расчётного сопротивления материала R. Расчётное сопротивление получают делением нормативного сопротивления R_n на коэффициент надёжности по материалу γ_m ³ 1:

R = R_n,/ γ_m.

Нормативное сопротивление определяют в результате статистической обработки данных стандартных испытаний образцов с обеспеченностью (доверительной вероятностью), равной 0,95. Это значит, что прочность 95 из 100 испытанных образцов не будет ниже нормативного сопротивления.

Расчёты по 2-й группе предельных состояний (по деформациям, трещиностойкости), в отличие от расчётов по 1-й группе, характеризуются более низким уровнем ответственности, поэтому в этих расчётах используются нормативные значения нагрузок.

2.2.      Нагрузки на перекрытие и покрытие

Таблица 2.2

2.3.      Статический расчёт панели перекрытия

2.3.1. Расчётная схема панели

• Расчётной схемой панели перекрытия является балка, свободно лежащая на двух опорах (рис. 2.1).
• Расчётный пролёт панели – это расстояние между центрами её опорных площадок:

,

где  b_r – ширина ригеля (п. 1.5).

2.3.2. Расчётная нагрузка

• Панель воспринимает нагрузку, действующую в пределах её номинальной ширины b_п = 1,3 м.
• Полная расчетная нагрузка на панель (Р₀ – из табл. 2.2; b_n – из п. 1,6; g_n = 0,95):

q = Р₀ b_n g_n = 13,091×1,3×0,95 = 16,167  кН/м.

2.3.3. 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):

.

2.4.      Статический расчёт поперечной рамы каркаса

2.4.1. 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 (рис. 2.2). Усилия во всех ригелях средних пролетов будут одинаковыми, поэтому достаточно рассматривать трёхпролётные рамы. Расчёт проведём для рамы типового этажа (рис. 2.2,б).

• Средний пролёт рамы равен расстоянию между продольными разбивочными осями L = 7,8 м.
• Величина крайнего пролета рамы – это расстояние от оси крайнего ряда колонн до центра опорной площадки ригеля на стене:

,

где а = 250 мм – глубина заделки ригеля в стену.

Внутренние усилия в раме определяют от совместного действия постоянной (q) и временной (v) нагрузки, рассматривая три комбинации с различными схемами действия временной нагрузки (рис. 2.2, б).

Если построить все три эпюры моментов на одном чертеже и учитывать только максимальные по абсолютной величине значения, можно получить так называемую огибающую эпюру моментов и использовать её в расчете (рис. 2.2, б).

Рис. 2.2.

а – расчётная схема поперечной рамы здания;

б – условная рама типового этажа, схемы её загружения и эпюры внутренних усилий;

в – определение поперечных усилий на участке стержня из условий равновесия

2.4.2. Нагрузка на ригель поперечной рамы

• Ригель воспринимает нагрузку, действующую на грузовой площади шириной, равной расстоянию между поперечными разбивочными осями l = 7,8 м, а также нагрузку от собственного веса.
• Расчётная линейная нагрузка на ригель от его собственного веса:

q_r = b_r h_r g_b g_f = 0,25×0,75×25×1,1 = 5,156 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 (соответственно плотность, или объёмная масса r = 2500 кг/м³);

γ_f  = 1,1 – коэффициент надёжности по нагрузке (табл. 2.1).

• Линейная расчетная линейная нагрузка на ригель (Р₀ – из табл. 2.2):

q = (P₀ l + q_r)×g_n = (13,091×7,8 + 5,156)×0,95 = 101,90  кН/м.

2.4.3. Внутренние усилия в ригеле

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

Значения поперечных сил на опорах определяются методами строительной механики (рис. 2.2,в):

Q_A = Q_q + Q_M,           Q_B = Q_q – Q_M,

где:

Q_q – поперечная сила от действия равномерно распределённой нагрузки:

;

Q_M – поперечное усилие от действия опорных изгибающих моментов:

.

• В крайнем пролёте:

,        ,

Q₁₂ = 403,78 + (- 66,49) = 337,29  кН,                      Q₂₁ = 403,78 – (- 66,49) = 470,27 кН.

• В среднем пролёте:

,    ,

Q₂₃ = 397,41 + 15,77 = 413,18 кН,                 Q₃₂= 397,41 – 15,77 = 381,64 кН.

• Расчетный изгибающий момент на средней опоре определяется в сечении ригеля по грани колонны:

,

где h_k – ширина колонны: h_k = 450 мм (п. 1.4).

2.4.4. Продольные усилия в колонне 1-го этажа

• Колонны здания работают в составе поперечной рамы каркаса, поэтому в них возникают продольные силы и изгибающие моменты. Мы ограничимся только определением продольных усилий.
• Наибольшая продольная сила в колонне возникает на уровне пола 1-го этажа (сечение «к» на рис. 2.2, а).
• Колонна воспринимает со всех этажей нагрузку, действующую на её грузовой площади размером L´l, а также нагрузку от собственного веса.

• Нагрузка от собственного веса колонны
  • Нормативная нагрузка: ,

где  n_э = 5 – число этажей; H = 4,2 м  – высота этажа;  h_k – ширина колонны.

• Расчётная нагрузка: G_k = G_k,n×g_f = 106,31×1,1 = 116,94 кН.
• Продольная сила в колонне на уровне пола 1-го этажа (Р_0,n и Р₀ – из табл. 2.2):
• От нормативной нагрузки:

N_k,n = G_k,n + L×l×[P_0,n×(n_э – 1) + P_1,n] =

= 106,31 + 7,8×7,8×[11,07×(5 – 1) + 5,30] = 3 123 кН.

• От расчётной нагрузки:

N_k = g_n×(G_k + L×l×[P₀ ×(n_э – 1) + P₁]) =

= 0,95×(116,94 + 7,8×7,8×[13,091×(5 – 1) + 6,513]) = 3 514 кН.

3. Расчёт и конструирование предварительно напряженной панели перекрытия

3.1.      Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон

• Применяем тяжелый бетон класса В40 (по заданию), подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
• Расчётное сопротивление сжатию R_b = 22,0 МПа (табл. 13 СНиП [2]).
• Бетон находится под воздействием длительной нагрузки, поэтому в расчетах умножаем его расчётное сопротивление на коэффициент условий работы γ_b2 = 0,9 (табл. 15 СНиП [2]).

Арматура

• Продольная рабочая арматура панели – предварительно напрягаемая, класса А1000 (А-VI) – по заданию.

Сопротивление растяжению:

• нормативное R_sn = 980 МПа (табл. 19* СНиП [2]),
• расчётное R_s = 815 МПа (табл. 22* СНиП [2]).
• Полка панели армируется сеткой из проволочной арматуры класса В500 (Вр-I).

Расчётное сопротивление растяжению R_s = 410 МПа (табл. 23* СНиП [2]).

3.2.      Предварительное напряжение арматуры

Предварительно напряженная арматура – это арматура, получающая начальные (предварительные) напряжения в процессе изготовления конструкций до приложения внешних нагрузок в стадии эксплуатации.

3.2.1.         Методы натяжения арматуры

Существуют два метода натяжения арматуры: натяжение на упоры и натяжение на бетон. Натяжение на бетон применяется, как правило, только в монолитных конструкциях.

• Используем метод натяжения арматуры на упоры, так как он наиболее целесообразен в условиях заводского изготовления железобетонных конструкций.

Арматура до бетонирования натягивается и затем фиксируется в натянутом состоянии на жестком стенде или форме. После укладки в форму бетона и набора им необходимой передаточной прочности арматура освобождается от натяжных приспособлений. Арматура, стремясь сократиться, обжимает бетон, а сама остаётся растянутой.

3.2.2.         Способы натяжения арматуры

Существует 4 способа натяжения арматуры (из них получили распространение только первые два):

1. Механический (с помощью домкратов, рычагов, грузов).
2. Электротермический (с помощью эл. тока).
3. Электротермомеханический (комбинированный).
4. Физико-химический (самонапряжение).
   • Используем электротермический способ натяжения, так как он является наиболее распространённым благодаря своей несложности, малой трудоёмкости и сравнительно низкой стоимости оборудования.

Стержни арматуры нагревают до температуры 300…350ºС с помощью электротока и в нагретом состоянии закрепляют в упорах формы. При остывании стержни, стремясь сократиться, натягиваются, что используется для обжатия бетона. Точность этого метода по сравнению с остальными более низкая. Кроме того, этот способ достаточно энергоёмкий и не может применяться для натяжения арматуры классов Aт-VII, B-II, Bр-II, К-7, К-19.

3.2.3.         Величина предварительных напряжений в арматуре

• Допустимое отклонение значения предварительного напряжения при электротермическом способе натяжения определяются по формуле (2) СНиП [2]:

,

где l – длина   натягиваемого   стержня  (расстояние  между  наружными  гранями  упоров): l  = 7,8 м.

• В соответствии с формулой (1) СНиП [2] установим пределы, в которых можно назначать величину предварительного напряжения в арматуре:

s_sp ³ 0,3 R_sn + p = 0,3×980 + 76,15 = 370,15 МПа;

s_sp £ R_sn – p = 980 – 76,15 = 903,85 МПа.

Границы этого интервала установлены на основе следующих соображений:

• при высоких значениях предварительных напряжений существует опасность разрыва арматурной стали или её проскальзывания в захватах при натяжении; опасность разрушения бетона или образования в нём трещин вдоль напрягаемой арматуры.
• низкие значения предварительных напряжений неэффективны, т.к. почти всё напряжение будет утрачено в результате потерь.
• Величина предварительного напряжения назначается обычно близкой к верхнему пределу: σ_sp £ 0,9R_sn = 0,9×980 = 882 МПа. Принимаем σ_sp = 850 МПа.
• Передаточная прочность бетона R_bp – это прочность бетона к моменту его обжатия усилием натяжения арматуры.

Передаточная прочность бетона назначается не менее (п.2.6* СНиП [2]):

R_bp ³ 0,5 B = 0,5×40 = 20 МПа ,   где В – класс бетона, В = 40 МПа.

R_bp ³ 15,5 МПа.   Принимаем R_bp = 20 МПа.

• Возможные производственные отклонения от заданного значения предварительного напряжения арматуры учитываются в расчётах коэффициентом точности натяжения арматуры γ_sp:

g_sp = 0,9   –         при благоприятном влиянии предварительного напряжения;

g_sp = 1,1   –         при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения.

• Значение g_sp = 1,1 соответствует случаю, когда увеличение усилия обжатия сверх проектного неблагоприятно сказывается на работе конструкции, например, при расчёте прочности железобетонного элемента в стадии обжатия.

3.3.      Граничная относительная высота сжатой зоны сечения

• Граничная высота сжатой зоны разграничивает случаи пластического (x ≤ x_R) и хрупкого (x > x_R) разрушения. Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона определяется по формуле (25) СНиП [2]:

,

где

ω – характеристика сжатой зоны бетона, определяемая по формуле (26) СНиП [2]:

ω = a – 0,008 R_bg_b2 = 0,85 – 0,008 × 22 × 0,9 = 0,6916;

a – коэффициент, учитывающий вид бетона; для тяжелого бетона a = 0,85;

R_b здесь следует брать в МПа.

σ_sR – напряжение в арматуре, определяемое по формуле:

σ_sR = R_s + 400 – σ_spg_sp = 815 + 400 – 800×0,9 = 495 МПа;

здесь используется значение g_sp = 0,9.

σ_sc,u – предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, принимаемое при g_b2 < 1,0 равным σ_sc,u = 500 МПа.

Тогда               

3.4.      Опалубочные размеры панели

Опалубочные размеры необходимы для изготовления опалубочных форм сборных железобетонных элементов. Обычно предусматривается применение типовых опалубочных форм. Чертежи железобетонных элементов, на которых показаны только наружные размеры, называются опалубочными.

3.4.1.          Основные габаритные размеры панели

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

• длина l_n = 7800 мм
• ширина b_n = 1300 мм
• высота h_n = 350 мм.

б) конструктивные – с учётом зазоров, которые необходимы:

• для возможности свободной укладки сборных элементов при монтаже (зазор не менее 10 мм);
• для возможности замоноличивания швов между элементами (зазор не менее 30 мм при высоте элементов более 250 мм, п. 5.51 СНиП [2]).

Устраиваем зазоры (рис. 3.1): Δ = 30 мм, Δ₁ = 10 мм, тогда конструктивные размеры панели будут такими:

• длина l_k = l_n – Δ = 7 800 – 30 = 7 770 мм,
• ширина b_k = b_n – Δ₁ =1 300 – 10 = 1 290 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.

3.4.2.         Ширина продольного ребра панели

• внизу (b₁) принимается из условия обеспечения требуемой толщины защитного слоя бетона b₁ ≥ 70…80 мм, принимаем b₁ = 80 мм.
• вверху (b₂) принимается из условия обеспечения уклона граней ребра, равного 1/10:

;

• средняя ширина:

3.4.3.         Размеры полки (плитной части)

• ширина (расстояние в свету между продольными рёбрами):

.

• толщина h¢_f ≥ 50…60 мм, принимаем h¢_f = 60 мм.

3.4.4.         Поперечные рёбра

Поперечные ребра панели предусматриваются по её краям, и по длине пролета. Размеры поперечных ребер назначаем конструктивно (см. рис. 3.1.)

3.5.      Эквивалентное поперечное сечение панели

При расчете фактическое поперечное сечение панели заменяется эквивалентным тавровым сечением (рис. 3.2.) Оно имеет ту же площадь и те же основные размеры.

• В расчетах на трещиностойкость, которые мы выполнять не будем, используется приведённое сечение: площадь сечения арматуры приводится к площади сечения бетона, исходя из равенства их деформаций.
• Полная высота сечения равна высоте панели: h = h_n = 350 мм.
• Полезная (рабочая) высота сечения h₀ = h – a, где

а – расстояние от нижней растянутой грани сечения до центра тяжести продольной рабочей арматуры. Принимаем а = 3 см, тогда h₀ = 35 – 3 = 32 см.

• Толщина стенки эквивалентного сечения равна суммарной толщине ребер:

b = 2b_m = 2·9 = 18 см.

• Толщина полки h¢_f = 6 см.
• Участки полки, удаленные от ребра, напряжены меньше, чем соседние участки. Поэтому ширина свеса полки в каждую сторону от ребра b_ef ограничивается двумя условиями (п. 3.16 СНиП [2]); она должна быть:
  • не более 1/6 пролета элемента: b_ef ≤ l/6 = 7800/6 = 1300 мм.
  • в рёбристой панели, когда расстояние между поперечными ребрами больше, чем между продольными:
• при h¢_f ≥ 0,1h: b_ef ≤ с/2
• при h¢_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      (с – из п. 3.4.3).

Принимаем b_ef = min {l/6;  c/2} = min {1300;  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 = 126 см.

3.6.      Подбор продольной рабочей арматуры панели

• Определение требуемой продольной рабочей арматуры производят с помощью вспомогательного коэффициента А₀ (М – из п. 2.3.3, b¢_f и h₀ см. выше):
• Все величины в расчётных формулах рекомендуется брать в кН и см:

М = 119,04 кН = 11 904 кН·см;  R_b = 22 МПа = 2,2 кН/см².

• 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 = 0,976.

• Фактическая высота сжатой зоны:

х = ξ h₀ = 0,0477×32 = 1,53 см < h_f´ = 6 см,

поэтому граница сжатой зоны находится в пределах полки.

• Для напрягаемой арматуры необходимо использовать коэффициент условий работы γ_s6, который учитывает увеличение сопротивления арматуры при её деформациях за границей условного предела текучести; этот коэффициент определяется по формуле (27) СНиП [2]:

где η₀ – коэффициент, учитывающий класс арматуры; для арматуры класса А-VI     η₀ =1,10 (п. 1.13. СНиП [2]). Тогда

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 2Æ18А-VI, А_s = 5,09 см².

• Сортамент арматуры можно найти в Приложении 2. Не следует создавать излишний запас прочности элемента. Переармированные элементы не только неэкономичны, но и опасны.
• Толщина защитного слоя бетона а_b продольной рабочей арматуры, необходимого для предохранения её от коррозии, должна составлять (п. 5.5 СНиП [2]):
• не менее диаметра стержня: а_b ≥ d = 18 мм,
• не менее 20 мм (в ребрах высотой h ≥ 250 мм): а_b ≥ 20 мм.
• Защитный слой бетона – это толщина слоя бетона от грани элемента до ближайшей поверхности арматурного стержня.
  • Фактическая толщина защитного слоя:

а_b = а – 0,5 d = 30 – 0,5·18 = 21 мм > 20 мм,

значит, требования СНиП по величине защитного слоя выполнены.

• Если бы указанные требования не выполнялись, расстояние а пришлось бы увеличить, а расчёт (п. 3.6.) произвести заново.

3.7.      Конструирование поперечной рабочей арматуры панели

Конструирование поперечной арматуры заключается в выборе класса, диаметра и шага поперечных стержней. Обычно конструирование сопровождается расчётом, в результате которого устанавливается, обеспечена ли прочность элемента по наклонному сечению. Однако, учитывая сравнительно небольшой объем курсового проекта, ограничимся лишь конструированием.

• Используем поперечную  арматуру  из проволоки класса Вр-I (В500), диаметром 5 мм (Æ5Вр-I).
• Шаг поперечной арматуры назначаем не основе конструктивных требований п. 5.27 СНиП [2]:
  • на приопорных участках длиной, равной ¼ пролета l₀= l/4 = 7,8/4 = 1,95 м

при высоте сечения h ≤ 450 мм (в данном случае h = 350 мм) шаг поперечной арматуры должен быть не более:

,

S₁ £ 150 мм.

Принимаем S₁ = 150 мм (кратно 50 мм), см. прил. 1.

• на остальной части пролёта при высоте сечения h > 300 мм шаг поперечной арматуры должен быть не более:

,

S₂ £ 500 мм.

Принимаем S₂ = 250 мм (кратно 50 мм).

• Поперечные стержни входят в состав плоского каркаса, которому присвоим марку К-1 (см. арматурные чертежи в графической части). Продольные стержни этого каркаса принимаем конструктивно, из арматуры Æ8А-I.
• Для возможности свободной укладки каркаса в форму концы всех его стержней должны отстоять от грани элемента на 10 мм (п. 5.9 СНиП [2]). Величина защитного слоя бетона для поперечной и конструктивной арматуры в рёбрах высотой h ≥ 250 мм должна быть не менее диаметра стержня и не менее 15 мм (п. 5.6 СНиП).
• Продольная напрягаемая арматура не входит в состав никаких каркасов, так как приварка к ней стержней ухудшает её прочностные свойства.
• Поперечные ребра армируем каркасами К-2. Используем те же виды арматуры, что и для каркаса К-1. Шаг стержня назначаем конструктивно (например, 200 мм).

3.8.      Расчет полки панели на местный изгиб

3.8.1.         Общие соображения

Плитная часть панели (или просто плита), называемая в тавровом сечении полкой, работает на изгиб как пластина, опёртая по контуру на продольные и поперечные ребра. Работа плиты под действием нагрузок зависит от соотношения сторон опорного контура.

• При отношении сторон l₂/l₁ > 2 (рис. 3.3, а), плиты работают в направлении меньшей стороны, а в другом направлении за них работают рёбра. Такие плиты называются балочными, их рассчитывают как балки пролётом l₁, выделяя из них полосы шириной b = 1 м.
• При отношении сторон l₂/l₁ ≤ 2 (рис. 3.3, б), что бывает, например, при частом расположении поперечных рёбер, плиты работают в двух направлениях в плане и их за это называют плитами, опёртыми по контуру. Изгибающие моменты в таких плитах меньше, чем в балочных, поэтому опёртые по контуру плиты являются более эффективными. Однако в запас прочности расчёт такой плиты всегда можно провести и по балочной схеме.
• Очевидно, что в нашей панели перекрытия, у которой поперечные ребра расположены только по краям, имеем дело с балочной плитой.

3.8.2.         Нагрузки на полку панели

Равномерно распределённая нагрузка на полку панели с несущественным превышением может быть принята такой же, как и для всей плиты (табл. 2.1). Линейную расчётную нагрузку определяем сбором поверхностной нагрузки с условной ширины b = 1 м:

q = P₀ b γ_n = 13,091·1,0·0,95 = 12,436 кН/м.

3.8.3.         Расчётная схема полки, внутренние усилия

• В рёбристой панели расчётная схема полки принимается в виде балки с жёсткой заделкой на концах (рис. 3.4, а), в панели типа 2Т – в виде двухопорной консольной балки (рис. 3.4, б).
• Расчётный изгибающий момент:
• в рёбристой панели (с учётом перераспределения усилий):

;

3.8.4.         Поперечное сечение полки

• Условное поперечное сечение полки (рис. 3.4,в) – прямоугольное, шириной b = 100 см, высотой h¢_f = 6 см. Плита армируется сеткой из арматуры Æ5Вр-I, R_s = 410 МПа.
• Минимальная толщина защитного слоя бетона в плитах толщиной до 100 мм составляет а_b = 10 мм (п. 5.5 СНиП [2]). Тогда минимально необходимое расстояние от нижней грани сечения до центра тяжести арматуры (диаметром d = 5 мм):

а = а_b + 0,5d = 100 + 0,5·5 = 12,5 мм, принимаем а = 15 мм.

• Рабочая высота сечения h₀ = h¢_f – a = 6 –1,5 = 4,5 см.

3.8.5.         Подбор рабочей арматуры

• Параметр А₀: .
• Относительная высота сжатой зоны: .
• Относительное плечо внутренней пары сил: η = 1 – 0,5ξ = 0,984.
• Требуемая площадь арматуры:         .
• Используем для армирования сетку с минимально допустимым шагом S = 200 мм (п. 5.20 СНиП [2]), тогда в пределах условной ширины b = 1 м размещается 5 стержней. По сортаменту определяем, что площадь сечения 5Æ5 равна А_s = 0,982 см², что составляет больше требуемой.

3.8.6.         Конструирование сеток