2.2 Статический расчет

На 1 погонный метр панели шириной 149 см. действуют следующие нагрузки, Н/м: кратковременная нормативная рн = 2000*1,49 = 2980; кратковременная расчетная р= 2600*1,49 = 3874; постоянная нормативная qн = 3886*1,49 = 5790; постоянная расчетная q = 4502*1,49 = 6708; итого нормативная : qн+ рн = 2980+5790 = 8770; итого расчетная q + p = 3874+6708 = 10582. Расчетный изгибающий момент равен от действия полной нагрузки и определяется по формуле:

M = = =45268 Н*м. (2.1)

где М – расчетный изгибающий момент, Н*м

q – постоянная расчетная нагрузка, Н/м2

l0 – поперечный шаг стен, м

Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки определяем по примеру формулы (2.1), заменяя значение нагрузки. Он будет равен:

Мн= (8770*5,852)/8 =32186 Н*м.

То же, от постоянной нагрузки

Мдл=(5790*5,852)/8=24768 Н*м.

То же, от кратковременной нагрузки

Мкр=(2980*5,852)/8=12748 Н*м.

Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки определяется по формуле:

Q = (ql0)/2 = (10582*5,85)/2 = 30952 Н. (2.2)

где Q – максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки, Н

q – общая расчетная нагрузка, Н/м2

l0 – расчетный пролет, м

То же, от нормативной нагрузки по примеру формулы (2.2):

Qн=(8770*5,85)/2 = 25652 Н;

Qдл= (5790*5,85)/2 = 16936 Н.

Для изготовления сборной панели принимаем бетон: марки М400, Rв=17,5 МПа, Rbt=1,2 МПа, б1=0,85; продольную арматуру из стали класса А-I I, Rs=270 МПа, поперечную арматуру – из стали класса А-I, Rs=210 МПа и Rs.х=170 МПа; армирование - сварными сетками и каркасами; сварные сетки в верхней и нижней полках панели из обыкновенной проволоки класса В-I, Ra = 315 МПа.

Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами b×h = 14,9 × 27 см., где b – номинальная ширина и h – высота панели.

В расчете поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента. Вычисляем:

h1 = 0,9d = 0,9 * 15,9 = 14,3 см. (2.3)

где h1 – высота прямоугольников (заменивших круглые пустоты), мм

d – диаметр пустот, мм

Также вычисляем высоту полки:

hп = hIп = = = 6,3 см. (2.4)

где hп – высота полки, см

h – толщина плиты, см

h1 – высота прямоугольных пустот, из (2.3), см

Приведенная толщина ребер b = 149 – 7*14,3 = 48,9 см; расчетная ширина сжатой полки bIп = 149 см.

2.3 Расчет прочности нормальных сечений

Предварительно проверяем высоту сечения панели перекрытия из условия обеспечения прочности при соблюдении необходимой жесткости. Расчет выполняем по формуле:

h = ×=×=31,24 см. (2.5)

где h – высота сечения панели, см

с – шаг продольных стен, см

l0 – шаг поперечных стен, см

gн – постоянная нормативная нагрузка, Н/м2

pн – временная нагрузка, Н/м2

qн- полная нагрузка, Н/м2

Rs – расчетное сопротивление арматуры растяжению, МПа

Es– модуль упругости арматуры, МПа

Принятая высота сечения h = 27 см. достаточна. Отношение hIп /h = 6,3/27 = 0,23>0,1; в расчет вводим всю ширину полки bIп = 149 см.

Находим:

А0 = ==0,0147 (2.6)

где М – расчетный изгибающий момент, Н*м

Rв – расчетное сопротивление бетона сжатию, МПа

h0 – толщина плиты без защитного слоя (3 см.);

А0 – табличный коэффициент;

bIп – ширина полки, см

б1 – коэффициент условия работы бетона.

По таблице находим

= 0,02 , = 0,99.

Высота сжатой зоны hIп = 6,3 см. – нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

Определяем площадь сечения продольной арматуры:

As = ==11 см.2 (2.7)

где М – расчетный изгибающий момент, Н*м

Rs – расчетное сопротивление арматуры растяжению, МПа

h0 – толщина плиты без защитного слоя (3 см.);

ή – табличный коэффициент.

Предварительно принимаем 8Ø16 А-I I, Аs = 11,06 см.2 а также учитываем сетку 200/250/5/4 (ГОСТ 8478 – 66), As прод 7*0,116 = 1,37 см2 всего As = 1,37 + 11,06 = 12,43 см2; стержни диаметром 16 мм. Распределяем по два в крайних ребрах и два в одном среднем ребре.

2.4 Расчет прочности наклонных сечений

Проверяем условие необходимости постановки поперечной арматуры для многопустотных панелей по формуле:

Q ≤ k1∙Rp∙bh0 (2.8)

где Q – максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки, Н

k1 – табличный коэффициент;

h0 – толщина плиты без защитного слоя (3 см.);

Rbt – расчетное сопротивление бетона, МПа

b – толщина ребра, см

Q = 26913 Н > k1Rbt вbh0 = 0,6∙1,2∙0,85∙48,9∙24 (100) = 71834 Н.

Следовательно, количество поперечной арматуры требуется определять расчетом.

Поперечную арматуру вначале предусматриваем из конструктивных условий, располагая ее с шагом не более:

u ≤ = = 12 см., а также u ≤ 15 см.

назначаем поперечные стержни диаметром 6 мм. класса А-I через 10 см. у опор на участках длиной 1/4 пролета. В конце этих участков, т.е. на расстоянии 6,25/4 = 1,55 м. от опоры, поперечная сила

Q = 26913 = 15270 Н,

что меньше k1∙Rbt∙bh0 = 14582 Н, следовательно, здесь постановка поперечной арматуры не требуется. Поэтому в средней ½ части панели для связи продольных стержней каркаса по конструктивным соображениям ставим поперечные стержни через 0,5 м. Если в нижнюю сетку С - I включить рабочие продольные стержни, то приопорные каркасы можно оборвать в ¼ пролета панели.