Проектирование сборных

Дата: 2025-05-25; Просмотры: 3

Оценка:

0.00 из 5.00 — оценок

Скачиваний: 0

Скачать

Проектирование сборных

железобетонных плит перекрытий

многоэтажных производственных

зданий

ОМСК – 2007

Учебное издание

проектирование сборных железобетонных плит перекрытия многоэтажных производственных зданий

Методические указания к курсовому проекту по железобетонным конструкциям

Составили: Владислав Иванович Саунин

Валентина Григорьевна Тютнева

***

Формат 60×90 1/16. Бумага писчая.

Усл. п. л. 2,25, уч.-изд.л. 2,25

Тираж 300 экз. Изд. № __. Заказ __

644080, г. Омск, пр. Мира, 5

Отпечатано в подразделении оперативной

типографии

Федеральное агентство по образованию

Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия

Инженерно-строительный институт (ИСИ СибАДИ)

Кафедра «Строительные конструкции»

Проектирование сборных железобетонных плит перекрытий многоэтажных производственных

зданий

Методические указания к курсовому проекту

по железобетонным конструкциям

Омск – 2007

ПРОЕКТИРОВАНИЕ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЙ МНОГОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ

Методические указания к курсовому проекту по железобетонным конструкциям

Составители: В.И.Саунин, В.Г. Тютнева

2

Литература

1. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. вузов/ В.М. Бондаренко и др. – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: 2002.

2. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996.

3. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996.

СОДЕРЖАНИЕ

1.ВВЕДЕНИЕ 3

2.РАЗРАБОТКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ СБОРНОГО

ПЕРЕКРЫТИЯ 3

3.ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ.5
3.1 .Конструктивная схема 5

3.2.Расчетная схема и нагрузки 5
3.3.Статический расчет 8

3.4.Расчет по I группе предельных состояний 12
3.4.1 .Исходные данные 12

3.4.2.Расчет прочности нормальных сечений 15

3.4.3.Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных

сил 19

3.4.4.Расчет полки ребристой панели 23
3.4.5.Армирование панелей 24

3.5.Расчет панелей по предельным состояниям II группы 27

3.5.1 .Проверка трещиностойкости 27

3.5.2.Проверка жесткости 33

Литература 35

35

4

Плечо внутренней пары сил в этом случае

, (22)

Напряжения (МПа) в растянутой арматуре в сечении с трещиной

, (23)

При расположении стержней растянутой арматуры в несколько рядов по высоте сечения

, (24)

где

а₁ и а₂ - расстояния от центра тяжести площади сечения соответственно всей арматуры и крайнего нижнего ряда стержней до наиболее растянутого волокна бетона.

Величина а_crc2 не должна превышать значений, указанных в п. 1.16 табл. 2 [2].

Если значение а_crc2 больше требуемого, то необходимо или уменьшить диаметр стержней с увеличением их числа при той же площади сечения арматуры, или увеличить площадь сечения арматуры.

3.5.2. Проверка жесткости.

Прогиб панели (см) определяется по формуле

, (25)

где для равномерно загруженной свободно опертой балки;

- величина кривизны (1/см);

33

а) ребристая панель

б) панель с круглыми пустотами

Рис. 2. Поперечное сечение панелей перекрытия

6

бетона и зависящий от вида эквивалентного сечения; принимается для таврового сечения γ = 1,75, для двутаврового γ = 1,5 .

При несоблюдении условия (12) необходимо провести расчет ширины раскрытия трещин, нормальных к продольной оси панели.

Проверяется ширина раскрытия трещин (мм) при продолжительном действии длительных нагрузок [2, п. 4.14];

, (15)

где δ - коэффициент, принимаемый равным 1,0 для изгибаемых элементов;

η - коэффициент, принимаемый равным 1,0 для стержневой арматуры периодического профиля;

φ₁ = 1,0 при непродолжительном действии нагрузок и

φ₁ = 1,60-15 при продолжительном действии нагрузок;

- коэффициент армирования сечения, принимаемый равным отношению площади сечении арматуры к площади сечения бетона (при рабочей высоте h₀ и без учета сжатых свесов полок), но не более 0,02;

для таврового сечения

для двутаврового сечения (16)

σ_sa- напряжение в стержнях крайнего ряда продольной рабочей арматуры;

Е_s - модуль упругости арматуры;

d - диаметр арматуры в мм.

Для определения σ_sa необходимо подсчитать параметры сечения после образования трещин [2, п.4.28 ]:

(17)

31

В задании на курсовой проект указаны нормативные значения эквивалентной равномерно распределенной нагрузки от 1 м² пола и от временной на междуэтажное перекрытие здания: длительно действующей p _дл ^н и кратковременно действующей p _кр ^н в кН/м².

Коэффициенты надежности по нагрузке для временных равномерно распределенных нагрузок на перекрытия принимаются согласно п.3.7[3]:

при p ^н < 2 кН/м² γ _f = 1,3;

при p ^н > 2 кН/м² γ _f = 1,2.

Коэффициент надежности по нагрузке от веса пола принимается равным 1,3 [3].

Коэффициент надежности до нагрузке от собственного веса па­нели перекрытия принимается равным 1,1 [3].

Подсчет нормативных и расчетных нагрузок с подразделением на длительно и кратковременно действующие выполняется в табличной форме (табл.4).

3.3. Статический расчет

Для выполнения расчетов по первой и второй группам предельных состояний нужно вычислить следующие усилия:

- изгибающий момент (кН∙м) от полной расчетной нагрузки

- изгибающий момент (кН∙м) от полной нормативной нагрузки

- изгибающий момент (кН∙м) от нормативной длительно действующей нагрузки

- поперечная сила (кН) от полной расчетной нагрузки

8

а) для ребристой панели

б) для пустотной панели

Рис. 9. Эквивалентные сечения

29

а) ригель крестового сечения, панель с круглыми пустотами

б) ригель прямоугольного сечения, ребристая панель

в) расчетная схема панели

Рис. 3. К расчету панели перекрытия

10

где - нормативная нагрузка от собственного веса панели в кН/м²;

b _к , l _к - конструктивная ширина (см.рис.2) и длина (см.рис.3) панели в м;

R_s - расчетное сопротивление арматуры класса А-1 в МПа.

Принимаются 4 петли с площадью сечения каждой А _s ≥ А _{s 1} .

3.5. Расчет панелей по предельным состояниям второй группы

(по раскрытию трещин и деформациям)

К трещиностойкости панелей перекрытия предъявляются требования 3-й категории [2,п.1.16, табл.2;3], согласно которым предельно-допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин

а _{crc 2} = 0,3 мм.

Предельно-допустимый прогиб панели определяется согласно п.1.20[2].

Определение ширины раскрытия трещин и прогибов производит­ся от нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузке γ _f = 1.

3.5.1. Проверка трещиностойкости

Расчет ширины раскрытия трещин не производится при соблюдении условия [2, п.4.5]

M _r ≤ M _crc (12)

где М _r - момент внешних сил относительно оси, проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой грани сечения. Для изгибаемого элемента он равен изгибающему моменту с коэффициентом надежности по нагрузке γ _f = 1, то есть равен М ^н (см. п.3.3);

M _crc - момент, воспринимаемый сечением, нормальным к про­дольной оси элемента, при образование трещин и определяемый по формуле

(13)

здесь М _rp - момент усилия Р относительно той же оси,

27

3.4. Расчет по I группе предельных состояний

3.4.1. Исходные данные

Панели перекрытий могут быть запроектированы из тяжелых бетонов классов (по прочности на сжатие) В20...В30, подвергаемых тепловой обработке при атмосферном давлении.

В зависимости от принятого класса бетона по табл.12, 13, 18 [2] определяются характеристики бетона, которые сводятся в табл. 5.

Таблица 5.

Характеристики бетона

Примечание. При расчете по I группе предельных состояний R_b и R_bt следует принимать с коэффициентом γ _{b 2} = 0,9 .

Класс арматуры следует принимать в соответствии с указаниями п. 2.19 а, б, в и п. 2.24 [2]. В зависимости от класса арматуры по таблицам 19, 20, 22, 23, 29 [2] определяются характеристики арматуры и заносятся в табл. 6.

Следует обратить внимание на соблюдение размерности расчетных формул: усилия М и Q в Н∙см и Н, размеры в см.

12

Сетка помещается в нижней части полки и отгибается в верхнюю зону вблизи ребра с обеспечением надлежащей анкеровки поперечных стержней (рис.8)

Рабочая арматура пустотных панелей является продольной арматурой сварной сетки, расположенной в нижней полке. Рас­пределительная арматура этой сетки принимается из стержней классов Вр-1, А-1 диаметром 4...6 мм. Шаг стержней распреде­лительной арматуры не должен превышать 600 мм [2, п.5.22].

Верхняя полка армируется конструктивной сеткой 200/200/3/3 из стали класса Вр-1.(см. рис. 3).

Поперечные стержни, определяемые из условия прочности наклонных сечений, объединяются с продольной монтажной арматурой того же диаметра, что и хомуты в короткие плоские каркасы, устанавливаемые в приопорных участках ребер панели (см.рис.5). Каркасы должны быть обязательно установлены в крайних ребрах, а в промежуточных могут устанавливаться через ребро.

Для обеспечения анкеровки всех продольных рабочих стержней, доходящих до свободной опоры, длина запуска стержней за внут­реннюю грань свободной опоры должна быть не менее 5d, если расчет прочности наклонных сечений не требуется, и не менее 10d [2,п. 5.15], если такой расчет необходим (d - диаметр рабочей арматуры). Если длина запуска меньше необходимой, то анкеровку нужно обеспечить дополнительными конструктивными мероприятиями, приведенными на рис. 8. При этом длина запуска должна быть в любом случае не менее 5d.

Петли для подъема закладываются в продольных ребрах ребрис­тых панелей или в смежных ребрах впотай в пустотных панелях на расстоянии 0,4...0,7м от концов панели. Петли должны быть надежно заанкерены.

Рекомендуется для монтажных петель применять арматурную сталь класса А-1 [2, п.2.24]. Диаметр петель назначается по требуемой площади поперечного сечения (см²) одной петли, определяемой при условии распределения веса плиты на три петли с учетом коэффициента динамичности 1.4 [2, п. 1.13] и коэффициента, учитывающего сгиб петли 1,5.

,

25

а)

б)

в)

г)

Рис. 4. К расчету прочности нормальных сечений

а, б – действительное сечение;

в – приведенное сечение;

г – варианты напряженного состояния.

14

Проверка прочности наклонной полосы между трещинами на действие сжимающих напряжений производится из условия

, (11)

Здесь φ _{w 1} = 1 + 5α ∙ μ_w , но не более 1,3;

; ;

При несоблюдении условия (11) необходимо увеличить высоту панели или принимать бетон более высокого класса.

3.4.4. Расчет полки ребристой панели

Полка панели считается защемленной в продольных ребрах и свободно опертой на поперечные торцевые ребра. Поскольку отно­шение длинной стороны полки к короткой больше двух, то полка панели рассчитывается в направлении короткой стороны как балка шириной b = 1м с защемленными опорами (рис.7).

Расчетным пролетом полки является расстояние в свету между продольными ребрами панели.

Нагрузкой на полку является собственный вес полки, конструкции пола и временная нагрузка на междуэтажное перекрытие. Расчетная нагрузка на полку (кН/м)

где ρ = 2500 кг/м³;

q^I и g ^н _св - полная нагрузка и нагрузка от собственного веса панели в кН/м² (см. табл.4);

h_f^I -толщина полки панели в метрах. Расчетный изгибающий момент в полке (кН ∙ м)

Площадь сечения рабочей арматуры полки панели определяется как для прямоугольного сечения высотой h_f^I и шириной b = 100см.

23

16

, (9)

где q_sw - погонное усилие в поперечных стержнях в пределах наклонного сечения (Н/см).

A_sw = A_{sw 1} ∙ n - площадь сечения поперечной арматуры в см2;

A_{sw 1}- площадь сечения одного стержня поперечной арматуры;

n - число хомутов в поперечном сечении; зависит от количества каркасов в панели. В многопустотных панелях каркасы ставятся через одно или в каждом ребре; в ребристой панели - в каждом продольном ребре;

- коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых сечениях, принимаемый не более 0,5. Только в этой формуле для ребристых панелей

При невыполнении условия (9) необходимо увеличить класс или диаметр арматуры хомутов, уменьшить их шаг.

Длина проекции опасного наклонного сечения (см) на продоль­ную ось элемента (рис.6)

Поперечное усилие (Н), воспринимаемое бетоном:

,

где c = c_о, округленному до целого числа шагов хомутов (в большую сторону);

φ_{b 2} = 2 для тяжелого бетона.

Поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересеченными наклонной трещиной, определяется по формуле

Проверка прочности наклонного сечения производится из условия

, (10)

Если условие прочности (10) не соблюдается, необходимо изменить диаметр, класс арматуры или шаг хомутов.

21

18

Несущая способность сечения (Н∙см) считается достаточной, если М ≤ М_и.

Это условие должно обязательно выполняться, если правильно проведены расчеты по определению требуемого количества растянутой арматуры.

3.4.3. Расчет прочности наклонных сечений на действие поперечных сил.

Необходимость расчета определяется условием [2, п. 3.32]

, (8)

Для тяжелого бетона φ _{b 3} = 0,6 . Правая часть неравенства (8) -минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие поперечной силы. При выполнении условия (8) поперечная арматура устанавливается без расчета в соответствии с конструктивными требованиями, приведенными на рис. 5. Диаметр поперечных стержней принимается:

- для пустотных панелей 3...5 мм класса Вр-1;

- для ребристых панелей из условия свариваемости их с продольной арматурой (табл.9)

Таблица 9

Соотношения диаметров свариваемых стержней при контактной точечной сварке

При невыполнении условия (8) поперечная арматура определяется расчетом. Для этого предварительно назначается диаметр d_w, и шаг поперечных стержней s из конструктивных условий (см. выше).

Для поперечных стержней, устанавливаемых по расчету, должно удовлетворяться условие

19

150 ≤ h ≤300

s₁ ≤ ∙h

s₁ ≤ 150

l_оп ≥ ∙l₀

300 < h ≤ 450

s₁ ≤ ∙h

s₁ ≤ 150

s₂ ≤ ∙h

s₂ ≤ 500

l_оп ≥ ∙l₀

h > 450

s₁ ≤ ∙h

s₁ ≤ 300

s₂ ≤ ∙h

s₂ ≤ 500

l_оп ≥ ∙l₀

Рис. 5. Конструктивные требования к расположению поперечных стержней в ребрах панелей и в балках

20

Если ξ ≤ ξ _R, требуемое количество растянутой арматуры (см²) вычисляем по формуле

(6)

Требуемая арматура, подсчитанная по формулам (3) или (6), подбирается с минимально возможным превышением по сортаменту (табл.8), с указанием числа, диаметра, класса арматуры и ее площади, например, 4 ф 16 АIII, А _s = 8,04 см².

Размещение принятой арматуры должно проводиться в соответствии с п. 5.12; 5.18 [2] и рис. 3. В многопустотных панелях обязательна установка стержней в крайних ребрах, в промежуточных возможна установка не в каждом ребре. Причем соблюдение симметрии не обязательно.

После размещения принятой арматуры необходимо провести корректировку значений а и h ₀.

Проверка прочности нормального сечения

Для проверки прочности определяется положение нейтральной оси из условия

(7)

При соблюдении условия (7) нейтральная ось – в полке, высота сжатой зоны (см) вычисляется по формуле

Несущая способность сечения (Н∙см)

При несоблюдении условия (7) нейтральная ось проходит в ребре. Тогда высота сжатой зоны (см)

Если x / h ₀ > ξ_R, то x = ξ_R ∙ h ₀ и несущая способность сечения (Н∙см)

17

Рис. 6. К расчету прочности наклонного сечения

Рис. 7. К расчету полки ребристой панели

22

- для ребристых панелей (расположение арматуры в два ряда по высоте) - 50...60 мм.

3.4.2. Расчет прочности нормальных сечений

Расчет прочности нормальных сечений производится в соответствии с п. 3.16 [2] (см. рис.4). Предполагается, что продольной сжатой арматуры по расчету не требуется.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры определяется в зависимости от положения нейтральной оси

(1)

При соблюдении условия (1) нейтральная ось проходит в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b_f ^I, т.е. определив (2)

находят по табл.7 коэффициент ν и подсчитывают требуемую площадь растянутой арматуры (см²)

(3)

При несоблюдении условия (1) нейтральная линия располагается в ребре. Параметр α₀ определяется с учетом свесов полки:

(4)

По табл. 7 находим относительную высоту сжатой зоны ξ, которая должна быть сравнена с граничной ξ _R [2, п. 3.12].

(5)

Здесь R_s - расчетное сопротивление продольной арматуры по первой группе предельных состояний в МПа,

ω = 0,85 – 0,008∙R_b

где R_b – расчетное сопротивление бетона сжатию в МПа с учетом коэффициента условий работы γ _{b 2} = 0,9.

15

Рабочая высота сечения (см. рис.7)

где а - расстояние от центра тяжести рабочей арматуры до растянутой грани полки; принимается равным 1,5...2,0 см [2, п.5.6].

Полка панели армируется сеткой с поперечной рабочей арматурой класса Вр-1 или А-Ш. Продольная распределительная арматура диаметром 3...4 мм из арматуры класса Вр-1, шаг 250мм.

Для определения необходимой площади арматуры, укладываемой вдоль расчетного пролета полки, подсчитываем параметр α₀:

По табл. 7 находят значение относительного плеча внутренней пары сил ν. Площадь растянутой арматуры (см²) на 1 м длинной стороны полки

Шаг и диаметр рабочей арматуры подбираются по требуемой площади сечения арматуры А _{s 1} по сортаменту (табл.8). Шаг s рабочей арматуры должен быть не более 200 мм, не менее 100 мм и кратным 10 мм [2, п. 5.20]. Принятая площадь сечения арматуры должна с минимальным запасом превышать А _{s 1}, здесь A_{s Ф} - площадь сечения одного стержня в см², s - шаг стержней в м.

3.4.5. Армирование панелей

Ребристые панели армируются продольными сварными каркасами, расположенными в ребрах и сварной арматурной сеткой в полке. Продольные арматурные каркасы образуются из рабочих (нижних) стержней класса А-П, А-Ш, определенных расчетом прочности нормальных сечений панели, и верхних (монтажных) стержней диметром 10...12мм, объединенных поперечными стержнями, шаг и диаметр которых получены расчетом прочности наклонных сечений или определены конструктивными требованиями (см. рис.5).

24

Таблица 6.

Характеристики арматуры

При расчете прочности нормальных и наклонных сечений поперечное сечение панели приводится к тавровому профилю в соответствии с рекомендациями рис.4

Вводимая в расчет ширина полки приведенного сечения b_f ^I для ребристых панелей не должна превышать [2, п. 3.16]

а) ширину панели поверху b _к ^в

б) (1/3)∙l ₀ + b

в) 12∙ h_f ^I + b- для сечений при

Для пустотных панелей b_f ^I = b _к ^в

Рабочая высота (см) сечения панели

где а - расстояние от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры панели, рекомендуется принимать в соответствии с назначенной толщиной защитного слоя по п.5.5 [2]:

- для пустотных панелей (расположение арматуры в один ряд по высоте) - 30...35 мм;

13

а)

б) в)

Рис. 8. Анкеровка рабочей арматуры

а) ребристой панели;

б) пустотной панели;

в) полки ребристой панели.

26

а_з – толщина защитного слоя бетона [2, п. 5.5]

11

что и для определения М_r.

Для изгибаемых элементов без предварительного напряжения усилие Р рассматривают как внешнюю растягивающую силу, определяемую по формуле в Н:

, (14)

где σ _s и σ _s ^I - напряжения в нижней и верхней продольной арматуре, численно равные значениям потерь предварительного напряжения от усадки бетона по поз.8 таб. 5 [2] как для арматуры, натягиваемой на упоры. Для бетонов класса В35 и ниже

σ _s = σ _s ^I =35(МПа).

Здесь и далее предполагается отсутствие сжатой (верхней) арматуры, то есть А _s ^I = 0.

Значение М _rp определяют (Н ∙ см) по формуле

,

где е_ор - эксцентриситет приложения силы Р относительно центра тяжести приведенного сечения (см),

;

r - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки (см), х - (рис. 10);

Для определения геометрических характеристик сечение панели должно быть приведено к эквивалентному по моменту инерции: ребристая панель к тавровому; пустотная панель - к двутавровому.

Приведение должно быть принято в соответствии с рис.9. На рис.10 приведены формулы геометрических характеристик приведенного сечения.

Момент сопротивления приведенного сечения с учетом неупругих деформаций бетона растянутой зоны (см³)

где γ - коэффициент, учитывающий пластические свойства

28

Определение расчетного пролета показано на рис.3;

Принимается а_р = 150 мм, предварительно принимается b_р = 200мм.

Таблица 4.

Нормативные и расчетные нагрузки на панель перекрытия

Нормативные нагрузки	На 1 м2 панели			b н, ,м	На 1 пог.м. панели
	Норматив-ная, кН/м2	Коэффициент надежности	Расчетная, кН/м2		Нормативная, кН/м	Расчетная, кН/м
I.Постоянная (длительно действующая). 1.От собственного веса панели. 2.От собственного веса конструкции пола.	g св н	1,1     1,3
Итого			g пл+пол =		g н =	g =
II. Временная нагрузка. 3.Длительно действующая часть нагрузки.	p дл н
4.Кратковременно действующая часть нагрузки.	p кр н
Итого			pI		pH	p
Всего			qI		qH	q
В том числе длительная нормативная					qдлн= g н +

Примечание: Нагрузки на один погонный метр панели определяются путем умножения нагрузки на 1м² панели на ее номинальную ширину b _н .

9

а) ребристая панель

, (см²)

, (см³)

, см;

, (см³); , (см³)

б) пустотная панель

, (см²)

, (см³); , (см); ;

, (см⁴)

, (см³); , (см³); .

Рис. 10. Геометрические характеристики приведенных сечений

30

,

где ρ = 2500 кг/м³ - плотность железобетона;

А_полн. - площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам в м²; Параметры сечения панелей принимаются по ориентировочным данным табл. 1…3.

А_пуст.-суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения в м².

Таблица 1

Назначение высоты пустотной панели.

Таблица 2

Назначение высоты ребристой панели.

Таблица 3

Назначение толщины полки ребристой панели.

b_H - номинальная ширина панели в м.

7

, (18)

, (19)

Здесь М - изгибающий момент, (Н∙см), от постоянных и временных длительных нагрузок при коэффициенте надежности по нагрузке γ _f = 1, т.е. М_дл^н (см.п.3.3);

ν - коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны; при длительном действии нагрузки ν =0,15. Относительная высота сжатой зоны бетона сечения с трещиной

, (20)

где β = 1,8 для тяжелого бетона;

- коэффициент армирования.

Высота сжатой зоны (см)

Если х > плечо внутренней пары сил определяют по выражению

, (21)

Если х < h_f ^I, то сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b = b_f ^I;вторично определяются параметры μ, δ, φ_f, λ, ξ

; ; ;

32

продольное - панелей перекрытия.

Номинальная ширина каждой панели принимается одинаковой для всего перекрытия и вычисляется путем деления длины средней ячейки поперек здания l ₂ на принятое количество панелей. Полученная номинальная ширина панелей должна быть в пределах 1,3...1,7 м.

Раскладка панелей перекрытия показана на рис.1. Участки, примыкающие к продольным стенам и имеющие ширину меньше номинальной ширины панелей, перекрываются доборными панелями. Конструктивная ширина панелей назначается на 20...30 мм меньше номинальной в соответствии с п.5.51 [2].

Опалубочные размеры поперечного сечения панели принимаются в соответствии с рекомендациями табл. 1, 2, 3 и рис.2.

Каждому конструктивному элементу присваивается марка, состоящая из буквенного индекса и порядкового номера. Например, панели перекрытия - П-1, П-1С и т.д.; ригели - Р-1, Р-2 и т.д. колонны - КЛ-1.

3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПАНЕЛИ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

3.1. Конструктивная схема

Производится расчет и конструирование панели перекрытия, опирающейся на ригель. Ребристая панель устанавливается на прямоугольные ригели поверху и закрепляется сваркой закладных деталей. Пустотная панель укладывается на полки крестовых ригелей по слою цементно-песчаного раствора (рис.3).

3.2. Расчетная схема и нагрузки

Поскольку возможен свободный поворот опорных сечений, рас­четная схема панели представляет собой статически определимую однопролетную балку (см. рис.3), загруженную равномерно распределенной нагрузкой, в состав которой входят постоянная, включающая вес пола и собственный вес панели, и временная.

Нормативную нагрузку (кН/м²) от собственной массы панели рекомендуется определять, как

5

l - расчетный пролет панели в см.

Величина прогиба ограничивается эстетическими требованиями, поэтому расчет прогибов производится на длительное действие постоянных и длительных нагрузок [2, п. 1.20]

, (26)

где М - изгибающий момент от постоянных и длительных на­грузок при γ _f =1, т.е. M _дл ^н (см. п.3.3)

z, φ_f, ξ - параметры сечения с трещиной в растянутой зоне, определенные в п. 3.5.1 при действии момента от постоянных и длительных нагрузок при

γ _f = 1; ν = 0,15;

ψ_b = 0,9 - коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами; [2, п.4.27]

ψ_s - коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами:

, (27)

Здесь φ _ls = 0,8 при длительном действии нагрузок;

(см. формулы (12), (13))

Если при расчете коэффициент ψ_s получится больше 1,0, то принимается ψ_s = 1,0

Значение f_m не должно превышать предельно-допустимых величин, приведенных в п. 1.20 [2] . Если значение f_m больше предельно-допустимых, необходимо увеличить площадь сечения растянутой арматуры или повысить класс бетона.

34

1. введение

При изучении дисциплины «Железобетонные и каменные конструкции» специальностей ПГС, ГСХ, ЭУН, дисциплины «Строительные конструкции» специальности ПСК студенты выполняют самостоятельную работу по проектированию железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания.

Предлагается запроектировать несущие конструкции 3...5-этажного здания с наружными кирпичными стенами и железобетонными перекрытиями, поддерживаемыми внутренними железобетонными колоннами.

При этом рассматривается здание с жесткой конструктивной схемой, в котором горизонтальные нагрузки передаются через жесткие в своей плоскости диски перекрытий на поперечные и продольные стены, обеспечивающие пространственную жесткость здания в целом. В этом случае железобетонные конструкции здания рассчитываются только на действие вертикальных нагрузок – [1].

Данные методические указания предназначены в помощь студентам для разработки конструктивной схемы здания и проектирования сборной железобетонной панели перекрытия.

2. РАЗРАБОТКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ СБОРНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

Выполнение проекта следует начинать с определения габаритных размеров в плане, привязки наружных стен к разбивочным осям и компоновки конструктивной схемы здания.

Длина здания в осях равна произведению продольного размера ячейки на число ячеек вдоль здания.

Ширина здания в осях равна произведению поперечного размера ячейки на число ячеек поперек знания.

Привязку стен здания и их толщину рекомендуется принимать соответственно 200 и 640 мм (рис.1).

Для обеспечения жёсткости здания в поперечном направлении и во избежание утяжеления надоконных перемычек обычно прини­мается поперечное расположение ригелей по осям простенков и

3