Проектирование  конструкции перекрытия каркасного здания.

  1 Общие данные для  проектирования.

 

      Четырехэтажное  каркасное здание без подвала имеет размеры в плане 22,6х62,5м и сетку колонн 5,650х5,682м. Высота этажей 4,8м. Стеновые панели навесные из лёгкого бетона, в торцах здания замоноличиваются совместно с торцевыми рамами, образуя вертикальные связевые диафрагмы. Нормативное значение временной нагрузки v=9500Н/м², в том числе кратковременной нагрузки 5700 Н/м², коэффициент надёжности по нагрузке ,  коэффициент надёжности по назначению здания . Снеговая нагрузка по II району. Класс по условию эксплуатации ХС2  

2 Компоновка конструктивной  схемы сборного  перекрытия. 

      Ригели  поперечных рам четырехпролётные, на опорах жёстко соединённые с крайними и средними колоннами. Плиты перекрытий– многопустотные. Многопустотные плиты принимаются с номинальной шириной, равной 1390 мм; связевые распорки шириной 1400мм размещаются по рядам колонн и опираются на ригели и опорные столики на крайних колоннах.

      В продольном направлении жёсткость  здания обеспечивается вертикальными  связями, устанавливаемыми в одном  среднем пролёте по каждому ряду колонн. В поперечном направлении  жёсткость здания обеспечивается также  по связевой системе: ветровая нагрузка через перекрытия, работающие как горизонтальные жёсткие диски, передаются на торцевые стены, выполняющие функции вертикальных связевых диафрагм.   
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

3. Расчет и проектирование  многопустотной панели.

  3.1 Определение нагрузок и усилий

 

Таблица 1  Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие

  3.2 Подбор сечений

 

    Для изготовления сборной панели принимаем  бетон класса С , f_c,cube=25MПа,f_cm=28MПа,f_ctm=2,2MПa, f_cd=f_ck/ =20/1,5=13,33МПа; продольную арматуру – из стали класса S500, f_yd = 365 МПа, f_yk=400МПа,  армирование отдельными стержнями и каркасами.

    Найдем  высоту сечения:

     мм

    l_eff = l_mov–b/2 = 5,660–0,5/2 = 5,410м.

    Принимаем h = 300мм.

    Панель  рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами  bxh = 139x30см(где b – номинальная ширина; h - высота панели). Проектируем панель шестипустотной. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции. Толщина защитного слоя равна 25мм, так как исходя из СНБ 5.03.01-02 и условий эксплуатации ХC2.

      Вычисляем:

    Определяем  диаметр пустоты:

      d=300-25      

    Расстояние  между гранью плиты и первой пустотой мм.

    В расчете поперечное сечение пустотной  панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению.

    Определяем толщину стойки двутавра исходя из того, что сторона квадрата 0,9d = =0,9 .

    Толщина стойки равна:

    1390-6 мм.

    Приведенная площадь двутавра равна:                       

    

    Приведенная толщина панели равна площади  полученного двутавра деленной на ширину панели

    Принимаем h_red=18,13см 
 
 

 

    Принимаем 6 пустот диаметром 185мм, расстояние между пустотами 40мм

    На 1м длины панели шириной 1390мм действуют следующие нагрузки, кН/м: кратковременная нормативная кН/м;

кратковременная расчетная  кН/м;

постоянная и  длительная расчетная  кН/м;

постоянная и длительная нормативная кН/м;

итого нормативная qⁿ + pⁿ = 13 + 7,923 = 20,923 кН/м;

итого расчетная  р + q = 11,8845 + 17,0823= 28,9668 кН/м. 

    Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки:

     кНм

      расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости) при g_f = 1:

     кНм

    то  же, от нормативной постоянной и  длительной нагрузок:

     кНм

    то  же, от нормативной кратковременной  нагрузки:

     кНм

    Максимальная  поперечная сила на опоре от расчетной  нагрузки:

     кН

    то  же от нормативной нагрузки:

     кН; кН                                        

     кН

  3.3 Расчет по прочности  нормальных сечений

 

    Вычисляем по формуле:                          

    

    

;

    

    где  d = h – a-7,5 = 300 – 25-7,5 = 267,5мм, =0.81, K₂=0.416;

    

    Т.к. установка сжатой арматуры не требуется.

    Проверим  выполнение условия M_Rd>M:_Sd 

  Т. к. то сечение находится в области деформирования 1а (табл. 6. /1/.) ,для которой =0,167 (табл. 6.6 /1/.) , а отношение ,то изгибающий момент воспринимаемый бетоном расположен в пределах высоты полки и находится по формуле:

    

;

    

кНм;

    где для бетона класса по прочности на сжатие не более С50/60.        -граница сжатой зоны проходит в полке.

    

    где =0,979, (табл. 6.7, /1/); 

    Принимаем арматуру S400 7Æ16   с А_S1 = 1407 мм²;

  3.4 Расчет по прочности  наклонных сечений

         

    Максимальная  поперечная сила от полной расчётной  нагрузки

    Проверяем необходимость установки поперечной арматуры по расчёту:

    Определяем  расчетную поперечную силу, воспринимаемую элементом без вертикальной и  наклонной арматуры: 

где    

           

            , т.к. плита работает без предварительного напряжения;

но не менее:

;

                        V_rd,ct < V_sd; =>арматура по расчету требуется.

Согласно СНБ 5.03.01.-02 шаг поперечных стержней:

   - в  средней части элемента независимо  от высоты — не более 3/4h и 500 мм;

   -на  приопорных участках длиной 0,25l—не более 0,5h и 150мм;

   -по  всей длине элемента из условия  обеспечения работы продольной  арматуры установленной по расчету  в сжатой зоне сечения при  f_yd £ 400 Н/мм² —не более 20Ø в сварных каркасах

    Шаг поперечных стержней по конструктивным требованиям:

    на  всех приопорных участках длиной l/4 принимаем шаг S = 0,5h= 150 мм,

    в средней части пролета шаг  S = 20Ø = 160 мм.

    Вычисляем:

    

     - минимальное из трёх значений:

     , 2d, .

    1) q = 11,8845 + 17,0823= 28,97 кН/м , где ,

    Так как условие выполняется принимаем  .

    2) ;

    3) ;

    где      ;

     - для тяжелого бетона,

     ; ;

     ;

    Так как  , т. е. ;

    Тогда ,

    Предельное  значение поперечной силы на опоре:

;

     ; 

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами

      где

            где  коэффициент, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента и определяется по формуле:

,

      здесь

                 ,

            

      где (для тяжелого бетона).

      Таким образом для восприятия поперечной силы ставим два плоских каркаса  с поперечной арматурой Ø4 S500

            

  3.5 Проверка панели  на монтажные нагрузки

 

    Панель  имеет четыре монтажные петли  из стали класса S240, расположенные на расстоянии 35см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности k_d = 1,4 расчетная нагрузка от собственного веса панели:

    

    g - собственный вес панели;

    h_red – приведённая толщина панели;

    b – конструктивная ширина панели;

     r - плотность бетона;

    

    

    Отрицательный изгибающий момент консольной части  панели:

    

    Этот  консольный момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что d₁ = 0,9h_o, требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:

    

    При подъеме панели вес ее может быть передан на три петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:

    

    

    принимаем конструктивно стержни диаметром 10мм, A_s1 = 78,5 мм².

  3.6 Проверка панели  по прогибам

    Условие жесткости: