Приложение 1

Таблица 1

Исходные данные к заданию

Длина – L, м; ширина – В, м; высота этажей здания – h_эт, м

Таблица 2

Исходные данные к заданию.

Временная нормативная нагрузка и расчетное сопротивление

грунта основания

Раздел II. Примеры расчета железобетонных конструкций

Задание на проектирование

Длина здания (в свету)	L = 34,2 м
Ширина здания (в свету)	В = 27,0 м
Толщина кирпичных стен	510 мм
Высота этажа между отметками чистого пола	hэт = 4,1 м
Временная нормативная нагрузка на перекрытие	vn = 9,0 кН/м2
Расчетное сопротивление грунта основания	R = 0,28 МПа

1. Cоставление разбивочной схемы

В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное здание промышленного типа с неполным каркасом с размерами в свету L = 34,2 м, В = 27,0 м. Конструкции междуэтажных железобетонных перекрытий опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны, конструкции покрытия  только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы или балки. Колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.

При рекомендуемой длине панелей от 5,0 до 7,0 м и поперечном расположении ригелей на заданной длине здания L = 34,2 м могут разместиться 6 панелей (см. Приложение 5). Номинальная длина панелей с учетом заделки панелей крайних пролетов в стены на глубину 120 мм составит

l_н = мм.

При рекомендуемых пролетах ригеля от 5,0 до 7,0 м на заданной ширине здания В = 27,0 м принимаем 4 пролета. При ширине панели от 1,2 до 1,5 м принимаем в средних пролетах ригеля по 5 панелей, в крайних пролетах  по 4,5 панели (см. Приложение 5).

Ширина панелей

С учетом допусков на изготовление до 5 мм на 1 м размера конструкции не более 20  30 мм на весь размер элемента и для образования швов замоноличивания между панелями, принимаем конструктивные размеры панелей 5710  1410 мм.

2. Расчет рядовой плиты п-1

Расчет полки плиты. Полка плит марок П представляет собой четыре прямоугольные ячейки в плане со сложным характером опирания сторон. С целью упрощения расчета каждую из ячеек полки в статическом отношении условно рассматриваем как плиту, опертую по контуру, с частичным защемлением в продольных и поперечных ребрах. За расчетный пролет полки в обоих направлениях принимаем величину (см. Приложение 5)

l = l₁  l₂ = b_f¹ - 2b₁ = 1410 - 2  90 = 1230 мм.

Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 1,0 м при толщине плиты 50 мм, кН/м

Нормативная Постоянная: От веса пола из цементной стяжки толщиной 20 мм с плотностью 20 кН/м3 20  0,02 = 0,40 От веса полки плиты 25  0,05 = 1,25 Всего постоянная нагрузка: gn = 0,4 + 1,25 = 1,65 Временная нагрузка:  n = 9,0 Итого полная нагрузка: qn = 1,65 + 9,0 = 10,65

Расчетная 0,40  1,2 = 0,48 1,25  1,1 = 1,375 g = 0,48 + 1,375 = 1,855  = 9,0  1,2 = 10,8 q = 1,855 + 10,8 = 12,655

С целью упрощения расчета допускается, что в полке плиты M = М₁ = М₂ = - М_I = - М_I = - М_II = - М_II. Изгибающий момент на 1 м ширины полки плиты

М =

= 1  (1,855 + 10,8)  1,23²  48 = 0,324 кНм = 0,324  10 ³ Нм.

Панель проектируем из бетона класса В15 с характеристиками: R_b = 0,98,5 = 7,65 МПа, R_bt = 0,90,75 = 0,675 МПа, R_b,sеr = 11,0 МПа, R_bt,sеr = 1,15 МПа с учетом тепловой обработки бетона.

В качестве рабочей арматуры используем сварные или вязаные сетки из проволоки класса В500 с расчетным сопротивлением R_s = 415 МПа.

Площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при:

Принимаем рулонную сетку С-3 марки с рабочей продольной и поперечной арматурой площадью А_s^ф = 47,0 мм² (см. Приложение 3).

Расчет продольных ребер. Определение нагрузок и усилий. Полная нагрузка определяется на два продольных ребра, кН/м

Таблица 1

Нормативная Постоянная: От веса пола 0,400  1,42 = 0,568	Расчетная 0,568  1,2 = 0,6816
От веса плиты 1,250  1,42 = 1,775	1,775  1,1 = 1,95
От веса поперечных ребер 5  0,5  (0,085 + 0,06)  (0,20 - 0,05)  1,23  25  5,74 = 0,291	0,291  1,1 = 0,320
От веса продольных ребер 2  0,08  (0,4 - 0,05)  25 = 1,4	1,4  1,1 = 1,54
Всего постоянная нагрузка: gn = 4,194	g = 4,670
Временная нагрузка: n = 9,0  1,42 = 12,78	 = 12,78  1,2 = 15,336
Итого полная нагрузка qn = 4,194 + 12,78 = 16,974	q = 4,670 + 15,336 = 20,006

Усилия в двух продольных ребрах от расчетных нагрузок:

За расчетную схему продольных ребер плиты принимаем однопролетную балку со свободным опиранием ее концов на ригели. Расчетный пролет определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели

l₀ = 5710 - 20,5125 = 5585 мм = 5,585 м.

Расчетное поперечное сечение двух продольных ребер – тавровое с полкой в сжатой зоне. Ширина полки, вводимая в расчет, при наличии поперечных ребер b_f¹  1410 мм (см. Приложение 5).

Расчетная высота сечения h₀ = h - a = 40 - 3,5 = 36,5 см.

При ширине продольных ребер по верху 90 мм и по низу 70 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет 160 мм.

Расчет прочности нормальных сечений. Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не учитываем, предполагая, что при неблагоприятных условиях надежная совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки

b_f ¹ = 1410 - 20 = 1390 мм.

Расчет производим в предположении, что сжатая арматура по расчету не требуется, т.е., = 0. При

R_b b_f ¹ h_f ¹ (h₀ - 0,5h_f ¹) =

7,65139050(365 - 0,550) = 207,35310⁶ Нмм > М = 85,196 кНм.

Следовательно, нейтральная ось проходит в пределах полки (x < h_f¹) и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной b_f¹ = 1390 мм.

Необходимая площадь нижней продольной рабочей арматуры класса А400 с расчетным сопротивлением R_s = 355 МПа при

< α_R = 0,39,

Принимаем стержневую арматуру 222 A400 с A_s = 7,60 см² (см. Приложение 3). Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром 8 мм.

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер. При Q_min = Q = 61,232 кН > 0,5R_btbh₀ = 0,5  0,675  10³  0,16  0,365 = 19,71 кН, поперечная арматура в каркасах продольных ребер должна ставиться по расчету.

При продольной арматуре 22 мм поперечную арматуру в каркасах принимаем диаметром 8 мм класса А240 с R_sw = 170 МПа. Площадь одного поперечного стержня A_sw = 50,3 мм². В двух плоских каркасах A_sw = 2  50,3 = 100,6 мм². Шаг поперечных стержней s при высоте продольных ребер h = 40 см не должен превышать:

s  h / 2 = 400 / 2 = 200 мм; s  150 мм.

Принимаем шаг s =150 мм.

При

принимаем длину проекции наклонной трещины

c₀ = c = 2 h₀ = 2  365 = 730 мм.

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном

где φ_f – коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок

Поперечное усилие, воспринимаемое поперечной арматурой

Q_sw = q_sw c₀ = 114,0  730 = 83220 Н.

Q_b + Q_sw = 47028 + 83220 = 130248 Н > Q = 61 232 Н.

Прочность наклонных сечений продольных ребер плиты обеспечена.