Расчет продольного ребра панели по наклонным сечениям

 

Проверяем достаточность размеров принятого сечения рёбер для обеспечения прочности по бетонной полосе между наклонными сечения­ми:

Q = 59217  <  0,3γ_blR_bbh₀ = 0,3·0,9·8,5·160·285 = 104652 Н

- условие удовлетворяется, т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.

 

 

В зависимости от принятого в п. 3.2 диаметра продольных стерж­ней, устанавливаемых в рёбрах, из условий сварки назначаем диаметр по­перечных стержней, пользуясь прил. 3.

d_w = 7 мм  (a_sw = 38,5 мм²)

Число арматурных каркасов в панели  п = 2,  при этом

A_sw = na_sw =  2·38,5 = 77 мм²

- площадь сечения поперечных стержней, расположен­ных в одной перпендикулярной к продольной оси элемента плоскости, пе­ресекающей наклонное сечение (рис. 6).

Назначаем предварительно шаг поперечных стержней по всей длине пролета

s = 120 мм,   что отвечает конструктивным требованиям [2, п. 8.3.11],  т. е. он менее

300 мм и не превышает               h_o/2 = 285/2 = 142,5 мм,

 а также не превышает наибольшего допустимого расстояния  s_max между двумя соседними поперечными стержнями, при котором исключается об­разование наклонной трещины между ними.

s_max = γ_b1R_btbh_o²/Q = 0,9·0,75·160·285² / 59217 = 148 мм.

Определяем усилие в поперечных стержнях на еди­ницу длины элемента

q_sw = R_swA_sw / s = 170·77 / 120  =  109,08  Н/мм.

Проверяем соблюдение условия

q_sw = 109,08 > 0,25γ_b1R_btb = 0,25·0,9·0,75·160 = 27 Н/мм

- условие выполняется, и поперечные стержни могут полностью учитываются в расчёте.

M_b = 1,5 γ_b1R_btbh_o²= 1,5·0,9·0,75·160·285² = 13158450 Н·мм

 

По условию Q ≤ Q_b + Q_sw  проверяем прочность двух наклонных сечений, расположенных вблизи опоры, для которых

с = 2h_o = 2·285 = 570 мм   и  с = 3h_o = 3·285 = 855 мм.

Поперечная сила Q_sw, воспринимаемая бетоном в первом наклонном сечении, определяется по формуле

Q_b = M_b / с = 13158450 / 570 = 23085 Н;

 

2,5 γ_b1R_btbh₀ = 2,5·0,9·0,75·160·285 = 76 950 Н;

0,5 γ_b1R_btbh₀ = 0,5·0,9·0,75·160·285 = 15390 Н.

Величина Q_b соответ­ствует требованиям [2, п. 6.2.34].

Поперечная сила, воспринимаемая поперечными стержнями, опре­деляется по формуле

Q_sw = 0,75 q_swc_o = 0,75·109,08·2·285 = 46632  Н,

где c_o = 2h_o = 2·285 = 570 мм   -   наибольшая длина проекции наклонной трещины, принимаемая равной с, но не более 2h_o   [5, п. 3.31, 3.32].

59217 < 17878 + 46632 = 64510  Н,

т. е.  условие  Q ≤ Q_b + Q_sw    удовлетворяется.

Дополнительно произведём проверку прочности наклонного сечения с

 с = 3 h _о = 3·285 = 855 мм:

Q_b = M_b /с = 13158450 / 855 = 15390 Н;

59217 < 15390 + 46632 = 62022 Н,

т.е. для наклонного сечения с   с = 3 h _о    условие  Q ≤ Q_b + Q_sw    также удовлетворяется.

Таким образом, прочность всех проверенных сечений достаточна.

Окончательно назначаем шаг поперечных стержней по длине про­лёта

s =120 мм.  Назначаем диаметр продольного монтажного стержня каркаса ребра ø12А240 (d_м = d_w + 4 = 8 + 4 = 12 мм    и  d_м > 10 мм).

 

3.5. Проверка прочности панели на нагрузки, действующие
во время транспортирования и монтажа

 

Для подъема и монтажа панель имеет 4 подъемные петли, рас­положенные на расстоянии l₁ = 500 мм от торцов панели (рис. 7, а). На таком же расстоянии от торцов укладываются прокладки (опоры) при пе­ревозке панелей. С учетом коэффициента динамичности при транспорти­ровании  k_d= 1,6  [2, п. 4.2.5]  расчетная нагрузка на 1 м от массы панели равна:

q = k_dh_redb_пρ10 = 1,6·0,075·1,6·2,5·10 = 4,8  кН/м.

Расчетная схема панели показана на рис. 7, в.  Отрицательный изгибающий момент, действующий в сечении над опорой, равен:

M=ql₁² / 2 = 4,8·0,5² / 2 = 0,6  кН·м.

Этот момент должен восприниматься с помощью продольной мон­тажной арматуры ребер. Определяем требуемую площадь этой арматуры:

A_s = M / (0,9h_o′R_s) = 0,6·10⁶ / (0,9·295·215) ≈ 11 мм²,

что значительно меньше площади принятой конструктивно арматуры в виде

 2ø12А240  (A_s = 226 мм²).  Здесь  h'₀ = h– а' = 320– 25 = 295 мм.

 

Определение диаметра подъемных петель

 

Собственный вес панели с учетом коэффициента динамичности при подъеме k_d= 1,4    [2, п. 4.2.5]   составляет:

G = k_dh_redb_пl_нρ10 = 1,4·0,075·1,6·5·2,5·10 = 21  кН.

Учитывая возможный перекос панели, эту нагрузку распределяем не на 4, а на 3 петли. Тогда требуемая площадь сечения одной петли определяется по формуле:

A_s = G/(3R_s) = 21·10³ / (3·215) = 32,5 мм².

По сортаменту арматуры (прил. 2) принимаем диаметр подъемной петли

ø8А240  (A_s = 50,3 мм²).

4. Расчет неразрезного ригеля

 

Исходные данные

 

Требуется рассчитать неразрезной трехпролетный ригель прямо­угольного поперечного сечения, свободно опертый на наружные продоль­ные стены и состоящий из отдельных сборных элементов, объединяемых в неразрезную систему при монтаже. Размеры пролетов и шаг ригелей, а также привязка стен к разбивочным осям и глубина заделки концов ригеля в стены показаны на   рис. 8.  

Расчетная нагрузка от массы пола и панелей считается равномерно распределенной и равной g' = g = 3,23 ≈ 3 кН/м    (см. табл. 1).

Ширину ригеля назначаем b = 250 мм из условия нормального опирания на него панелей перекрытия. Высоту сечения ригеля выбираем в пределах 1/10... 1/15 его номинального пролета с округлением до размера, кратного 50 мм, т. е. принимаем размеры сечения bxh = 250 x 650 мм.

Изготовление ригеля предусматривается из бетона класса В25

(R_b = 14,5 МПа,  R_bt = 1,05 МПа,  γ_b1 = 0,9);

 продольная арматура из стали клас­са А400    (R_s = 355 МПа);

 поперечная арматура из стали класса А240    (R_sw = 170 МПа).

 

Сбор нагрузок на 1 м ригеля

 

Определяем расчетную нагрузку на 1 м ригеля, учитывая при этом, что ширина грузовой полосы равна шагу сетки колонн поперек ригеля,  т. е. 1_н = 5 м    (рис. 8, б).

 

Постоянная:

от массы пола и панелей с учетом коэффициента    γ_п = 0,95

g₁ = g′ l _нγ _п = 3·5·0,95 = 14,25  кН/м;

от массы ригеля с учетом коэффициентов  γ _f  и  γ_п

g₂ = bhρ γ _f γ_п10 = 0,65·0,25·2,5·1,1·0,95·10 = 4,25 кН/м.

Итого:    g = g₁ + g₂ = 18,5  кН/м.

 

Временная с учетом коэффициента   γ _п = 0,95:

длительная  

ν₁= p ^н_дл l _н γ _f γ_п  = 9·5·1,2·0,95 = 51,3  кН/м;

кратковременная

ν₂ = p ^н_кр l _н γ _f γ_п  = 1,5·5·1,3·0,95 = 9,26 кН/м.

Итого:    ν = ν₁ + ν₂ = 60,56  кН/м.

Полная нагрузка

q = g + ν =  79,06  кН/м.