Компоновка одноэтажного здания

Введение

Одноэтажные промышленные здания чаще всего выполняют каркасными из сборного железобетона. Каркас воспринимает действующие на здание нагрузки: вертикальные (вес покрытия и снега, нагрузки от мосто­вых кранов или подвесного оборудования) и горизонтальные (усилия от торможения кранов, давления ветра, сейсмических воздействий и т.д.). Каркас собирают из отдельных элементов по стоечно-балочной схеме, кото­рая состоит из стоек (колонн), ригелей, плит покрытия и связей жесткости. В поперечном направлении колон­ны устанавливают на расстоянии L, называемом пролетом, а в продольном — на расстоянии /, называемом шагом колонн. В зависимости от объемно-планировочного решения величину L принимают от 6 до 30 м, величину l — 6 или 12 м.

Конструкции, перекрывающие пролет, называются стропильными (балки, фермы, арки и др.). На них опи­рают ребристые плиты покрытия, номинальный пролет которых равен шагу стропильных конструкций. Существует и другой тип покрытия, когда пролет L перекрывают панелями с номинальными размерами в плане 3x18 или 3x24 м (их называют «плитами на пролет»). При этом панели опирают на балки или фермы, ориен­тированные в продольном направлении, — их называют продольными (или подстропильными) конструкци­ями, которые имеют номинальный пролет l.

Каркас должен быть жестким, т.е. иметь достаточную пространственную жесткость в поперечном и про­дольном направлениях. Поперечную жесткость обеспечивают поперечные рамы, в отечественной практике состоящие из жестко защемленных в фундаментах колонн и шарнирно опертых на них ригелей. Роль ригелей рам выполняют или стропильные конструкции, или «плиты на пролет». В последнем случае опорные закладные детали продольных конструкций должны быть надежно приварены к закладным деталям колонн, чтобы предотвратить опрокидывание продольных конструкций.

Продольную жесткость каркаса обеспечивают продольные рамы, которые состоят из тех же стоек (ко­лонн), жестко защемленных в фундаментах, и шарнирно опертых ригелей. Роль ригелей выполняют ребрис­тые плиты покрытия и продольные конструкции, или только продольные конструкции. Стропильные конструкции должны быть предохранены от опрокидывания, что обеспечивается приваркой их опорных закладных деталей к закладным деталям колонн, а при высоте на опоре больше 900 мм — установ­кой дополнительных вертикальных связей по торцам стропильных конструкций.

Жесткость продольных рам меньше жесткости поперечных, поскольку моменты инерции сечений колонн в продольном направлении меньше, чем в поперечном. Поэтому при высоте здания (от пола до низа стропиль­ных конструкций) Н > 9,6 м без кранов и при любой высоте Н с мостовыми кранами между колоннами уста­навливают продольные вертикальные связи

Ребристое перекрытие с балочными плитами (длинная сторона поля плиты превышает короткую в 2 и более раз) состоит из плиты, работающей по короткому направлению, второстепенных и главных балок. Все элементы перекрытия монолитно связаны между собой и выполняются из бетонов классов В15…В25. Сущность конструкции монолитного ребристого перекрытия в том, что бетон в целях экономии удален из растянутой зоны сечений, где сохранены лишь ребра, в которых сконцентрирована растянутая арматура. Полка ребер – плита, с пролетом, равным расстоянию между гранями соседних второстепенных балок, работает на местный изгиб. Толщину плиты по экономическим соображениям принимают возможно меньшей, но не менее 60 мм.

Второстепенные балки опираются на монолитно связанные с ними главные балки, а те, в свою очередь, - на колонны и наружные стены. Колонна каждого этажа воспринимает нагрузку от колонн вышележащих этажей. Следовательно, самые нагруженные – колонны первого этажа, они опираются на фундаменты, через которые и передается на основание нагрузка от здания.

 Главные балки располагают обычно поперек здания с пролетами 6…8 м. второстепенные балки размещают так, чтобы ось одной из балок совпадала с осью колонны. Пролеты второстепенных балок составляют 5…7 м, плиты – 1,2…2,5 м. при этом длина стороны каждого поля плиты должна превышать ширину в 2 или более раза.

Целью проекта является разработка конструктивной схемы одноэтажного промышленного здания, со встроенной внутренней этажеркой (вставкой). Одноэтажное здание выполняется из сборных конструкции в соответствии с заданием. Этажерка выполняется из конструкций монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

 

Исходные данные

Вариант -48352

Сборное одноэтажное промздание:

1.Место строительства – г. Волгоград;

- II снеговой район s_g=1,2 кПа;

- III ветровой район ω₀=0,38 кПа;

2.Параметрыодноэтажного здания в плане:

- количество пролетов n=1;

- размер пролета L=18 м;

- длина здания 120м;

- шаг колонн l =12 м;

3. Грузоподъемность крана Q=320 кН;

4. Отметка верха колонны Н=13,8 м;

5. Отметка головки кранового рельса Н=9,6 м;

6. Колонна - двухветвевая;

7. Класс бетона колонны: В35;

8. Ненапрягаемая арматура: А400;

9  . Вид стропильного элемента – Плита 2Т;

10. Класс бетона преднапряженного элемента: В55;

11. Вид напрягаемой арматуры для стропильной конструкции:К1500.

 

Встроенная монолитная технологическая этажерка:

12. Отметка верха плиты этажерки Н=4,6 м;

13. Размеры этажерки в плане:

- ширина и длина здания 12м×90м

- сетка колонн этажерки 6м×6,4м

14. Полезная нагрузка q=9 кПа;

15. Бетон этажерки: В20;

16. Арматура второстепенной балки этажерки: А400;

 

 

Сбор нагрузок на раму

Таблица 1

Нагрузка от веса 1 м² покрытия.

Наименование нагрузки	Нормативное значение, кПа	Коэффициент надежности	Расчетное значение, кПа	Погонная расчетная нагрузка на стропильный элемент в кН/м при шаге 12 м
Постоянная нагрузка
1. Три слоя рубероида на битумной мастике, δ= 18 мм, γ = 1100 кг/м3=11кН/м³	0,198	1,2	0,2376	2,85
2. Выравнивающий слой армированной стяжки из раствора, δ= 35 мм, γ = 1500 кг/м3=15кН/м³	0,525	1,3	0,683	8,196
3. Утеплитель Минплита, δ= 0,15м=150мм, γ = 200 кг/м3=2кН/м³	0,3	1,2	0,36	4,32
4.Пароизоляция рубероид один слой, δ= 4 мм, γ = 1100 кг/м3=11 кН/м³	0,044	1,2	0,0528	0,634
5.Плита 2Т 3×18м	2,03	1,1	2,23	26,8
Итого постоянная:	3,467		3,56	42,8
Временная нагрузка
7. Снеговая полная	0,84	1,4	1,176	14,112
Итого полная:	4,31		4,74	56,91

Нагрузки от покрытия

Нагрузки на покрытие приведены в таб.1. При грузовой площади:

А_кр=12×18/2=108 мм_;  

Постоянная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия:

N₁ = 3,56 × 108=384,48 кН

Собственный вес продольной балки принимаем для крайних колонн равен50 кН, нагрузка на колонну от веса фермы при: γ _f = 1,1:

N ₂ =1,1×50×0,5=27,5 кН

Суммарная расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса покрытия

N = N ₁ + N ₂ = 384,48+27,5 =411,98кН.

Эксцентриситет приложения нагрузки относительно оси надкрановой части крайейколонны конструктивно принимаем равным нулю

Относительно оси подкрановой части КК: e₁= a+λ- h/2= 750+250-1100/2=450мм

г. Волгоград  расположен вjII снеговом районе с расчетным значением нагрузки от веса снегового покрова s ₀ = 1,176кПа.Тогда кратковременная расчетная нагрузка на крайнюю колонну от веса снегового покрова

P = s ₀ A _кр = 1,176  108= 127кН.

Она приложена к верху колонны с тем же эксцентриситетом = 0

Ветровая нагрузка

Поскольку эпюра ветровой нагрузки ω_m имеет сложную форму, её для упрощения расчета заменяют на прямоугольную но с условием, чтобы изгибающие моменты М в заделке колонны (ниже отметки чистого пола на 0,15м) были равными (замена, эквивалентная по моменту).

Рис.1 – Расчетная (а) и эквивалентная ветровые нагрузки

 

Ветровое давление на шатер покрытия (выше верха колонн) заменяют сосредоточенной силой W; которую прикладывают к верху колонн. Связано это с тем, что шарнирные опоры ригеля передают на нижележащие конструкции не момент, а горизонтальные W и вертикальные N реакции. При действии ветровой нагрузки реакциями N пренебрегают по их малости. Учитывая, что ригели имеют бесконечную продольную жесткость, силы W и W` суммируют и прикладывают в одной точке.

Дополнительные данные: тип местности А (городская территория), высота 2Т на опоре 600мм, толщина кровли 243 мм, высота парапета 500 мм, высота подстропильной балки 1200 мм

Тогда высота вертикальной части шатра:

H_ш=600+243+500+1200=2543 мм.

г.Волгоград- расположен в III ветровом районе с нормативным значением ветрового давления: ω₀=0,38кПа.

При высоте до 5 метров k₁=0,75, при высоте 10 метров k₂=1,0 при высоте 20 метров k₃=1.25

Принимаем аэродинамические коэффициенты:

с наветренной стороны С _e=+0,8;

с подветренной стороны С _eз=-0,5.

Находим значение поправочных коэффициентов на уровне низа шатра при высоте до верха колонны: Н₁= 13,8 м:

k_н=(k₃- k₂) 2,6/10+ k₂=(1,25-1,0) 2,6/10+1,0=1,095

и на уровне верха шатра:

k_в=(1,25-1,0) (2,6+2,543)/10+1,0=1,123

Расчетные значения W определяем из объема фигуры ветрового давления на шатровую часть:

W=0,5 (k_н+ k_в) (С _e+С _eз) H_ш l  γ _f ω₀=

=0,5 (1,095+1,123) (0,8+0,5) 2,543 12 1,4 0,38=25,2 кН

Для приведения фактической нагрузки к эквивалентной нагрузке q_ω, равномерно – распределенной по высоте, удобнее всего найти вначале эквивалентное значение коэффициента k_э. Сделать это можно через равенство статических моментов S (относительно заделки колонн) площадей фактической и эквивалентной эпюр ветрового давления, принимая значения ω₀ и С_e равными 1.

Принимая с некоторым приближением линейное возрастание нагрузки по высоте на участке от 5 до 12,6 м (без учета небольшого перелома на высоте 10 м), получим от фактической эпюры:

S= k₁ 13,8 (13,8/2+0,15)+0,5 (k_н- k₁) 8,8 ·(8,8 2/3+5+0,15)=

=0,75 13,8 (13,8/2+0,15)+0,5 (1,095-0,75) 8,8 ·(8,8 2/3+5+0,15)=89,68

От эквивалентной прямоугольной эпюры:

S= k_э 8,8 (8,8/2+0,15);

k _э = = = 0,92

Тогда эквивалентная величина расчетной равномерно распределенной ветровой нагрузки с наветренной стороны

q_ω= k_э  С e l γ _f ω₀=0,92 ·0,8 ·12 ·1,4 ·0,38=4,69кН/м.

С подветренной стороны:

q_ω= k_э · С eз · l ·γ _f ·ω₀= 0,92 ·0,5 ·12 ·1,4 ·0,38=2,93 кН/м.

Крановая нагрузка

Кран грузоподъемностью 320 кН, со средним режимом работы, пролет крана 18/16,5 м.

База 5100 мм. Ширина крана 6300 мм.

Максимальное давление колеса  кН. Минимальное давление .

Вес тележки – 87 кН.Вес крана – 280кН.

Мостовой кран рассматривают как балку на двух опорах (по 2 колеса на каждой опоре), загруженную собственным весом и тележкой с грузом, которая перемещается вдоль крана. При среднем положении тележки опорные реакции крана равны, при крайнем колосе крана давят на ближайшую подкрановую балку силами P_max, а колеса с противоположной стороны – силами P_min

Расчетное усилие , передаваемое на колонну колесами крана, определяется по линии влияния опорных реакций подкрановых балок при невыгодном расположении сближенных кранов на балках:

D_max= Υ _f · P_max · Ψ ·∑ y_i

D_min= Υ _f · P_min ·Ψ ·∑ y_i.

коэффициент надежности по нагрузке Υ _f= 1,1 и Ψ – коэффициент сочетаний (при одновременной работе 2-х кранов Ψ= 0,85, 4-х кранов – Ψ= 0,7).

 

D_max = P_max· g _c · g _f · S y =235·(0,475+0,9+1+0,575)·1,2·0,85=707,12кН,

D_min = P_min · g _c · g _f · S y=78·(0,475+0,9+1+0,575)·1,2·0,85=234,70кН

 

При торможении тележки с грузом возникает тормозное усилие T_k, которое передается на один путь и распределяется поровну между двумя колесами крана. Для кранов с гибким подвесом нормативное значение

T_k=0,05 ·(Q+ G_т)/2,

где G_т – вес тележки; 0,05 – коэффициент трения, 2 – число колес крана на одном пути.

Расчетную горизонтальную силу от временного действия двух кранов определяют по линиям влияния:

T= γ _f · T_k ·Ψ ·∑ y_i.

Сила Т передается на колонну как горизонтальная опорная реакция подкрановой балки через соединительную деталь (стальную пластину) на уровне верхней грани балки, т.е. на расстоянии от консоли колонны, равном высоте подкрановой балки.

Тормозная сила от одного колеса крана

T_{cr, n}=(Q+ Q_l)·0,05=(280+87)·0,05=18,35 кН.

Расчетная тормозная сила на крайнюю колонну от двух кранов

Т= T_{cr, n}· g _f· g _c· S y=18,35·(0,475+0,9+1+0,575)·1,2·0,85=55,22кН

Дополнительно колонны воспринимают усилия от собственного веса подкрановых балок и крановых путей на длине: l=12 м.

G_пб= γ _f· G_б + γ _f· g_п· l= 110 кН.

 

 

Рис.2 – Линия влияния подкрановых балок.

4. Статический расчет поперечной рамы

Статический расчет рамы необходим для определения усилий (изгибающих моментов, продольных и поперечных сил) в сечениях колонны. Так как колонна имеет переменное сечение по высоте, для расчета необходимо знать усилия в четырех расчетных сечениях:

1-1 расположено на отметке верха колонны; 2-2 максимально приближено к консоли колонны сверху, т.е. до изменения высоты сечения; 3-3 расположено сразу же после изменения высоты сечения колонны; 4-4 расположено в месте заделки колонны, т.е. на отметке -0,15 м

 

Статический расчет таких рам удобнее выполнять методом перемещений. В результате получаются упругие реакции верха стоек для каждого вида загружения и через них – усилия в расчетных сечениях. Расчет выполняем на компьютере по программе ASK, для чего необходимо подготовить исходные данные.

Усилие от массы надкрановой части колонны:

Где: γ– вес 1 м³ железобетона.

Для крайней колонны: G_в=1,1×0,4×0,5×5,74×25=31,57 кН

Усилие от массы подкрановой части колонны:

Для крайней колонны: G_н=1,1×0,4×1,1×(13,8-5,74)×25=97,53кН.

Рис.3- Сбор нагрузок на крайнюю колонну для программы ASK

Таблица 2

От постоянной нагрузки

1 1.0 -9. 412. 25. 444. -58. 554. -22. 651. 4.

От снеговой нагрузки

10 1.0  0. 127. 12. 127. -27. 127. -10. 127. 2.

11.9  0. 114. 10. 114. -24. 114.  -9. 114. 2.

От ветровой нагрузки слева

12 1.0 0. 0. 127. 0. 127. 0. 577. 0.  74.

13.9 0.   0. 114. 0. 114. 0. 519. 0.  67.

От ветровой нагрузки справа

14 1.0 0. 0. -143. 0. -143. 0. -516. 0. -57.

15.9 0. 0. -129. 0. -129. 0. -465. 0. -52.

───────────────────────────────────────────────────────────────────────────

 

Сочетания усилий.

┌──────────────────────────────────────────────────────────────┐

│                Колонна по оси "A"                  │

├──────────────────────────────────────────────────────────────┤

│     усилия (M в кН*м, N и Q в кН) в сечениях     │

├─────────────┬─────────────┬─────────────┬────────────────────┤

│ 1-1 │ 2-2 │ 3-3 │   4-4    │

├──────┬──────┼──────┬──────┼──────┬──────┼──────┬──────┬──────┤

│ M │ N │ M │ N │ M │ N │ M │ N │ Q │

├──────┼──────┼──────┼──────┼──────┼──────┼──────┼──────┼──────┼

1 4 -8  1 12         1 2 -6       1  12

0. 412. 152. 444. 208. 1261. 555. 651. 78.

1 5 -9 11 13 1 11 131 3 -7 13     1 3 7 13

0. 526. 150. 558. 296. 1190. 827. 1287. 90.

1 4 -8   1 14    1 14         1 14

0. 412. -118. 444. -202. 554. -538. 651. -53.

1 5 -9 11 13 1 3 7 15 1 11 15       1 5 -7 11 15

0. 526. -213. 444. -211. 668. -725. 977. -84.

1 10     1 10     1 2 -6       1 2 6

0. 539. 37. 571. 208. 1261. 345. 1358. 25.

1 11 13  1 3 7 11 15 1 3 -7 11 13  1 3 7 11 13

0. 526. -202. 558.   272. 1304.  818. 1202. 91.

────────────────────────────────────────────────────────────────

 

 

Надкрановая часть колонны.

Размеры прямоугольного сечения надкрановой части: . Для продольной арматуры принимаем  Тогда рабочая высота сечения

6.1.1. Расчет в плоскости изгиба.

Сечение арматуры подбираем по усилиям всечений 2 – 2, поскольку там действует наибольший по абсолютной величине момент  (комбинация 1+3+7+15). В это сочетание входят усилия от длительно действующей нагрузки .

Так как в сочетание входят крановые нагрузки, расчетная длина надкрановой части в плоскости изгиба: , а коэффициент условий работы бетона .

Поскольку , необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.

Эксцентриситет продольной силы:

Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем, так как колонна нашей рамы – элемент статический неопределимой конструкции.

Найдем значение условной критической силы.

Определим моменты относительно центра тяжести арматуры :

Коэффициент, учитывающий влияние длительности действия нагрузки:

Условная критическая сила:

модули упругости бетона и арматуры соответственно.

моменты инерции площадей сечения бетона и всей продольной арматуры соответственно относительной оси, проходящей через центр тяжести поперечного сечения элемента.

В первом приближений примем

Тогда

α

Определим значение коэффициента для учета влияния прогиба элемента на велечину эксцентриситета продольной силы:

Тогда эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести арматуры :

 

Тогда требуемая площадь арматуры

Принимаем минимально необходимое армирование по 2 с каждой стороны колонны ().

Принятая арматура обеспечивает

.

6.1.2. Расчет из плоскости изгиба.

За высоту сечения принимаем его размер из плоскости изгиба, то есть . Расчетная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба: . Поскольку , а усилие приложено со случайным эксцентриситетом, проверку прочности из плоскости изгиба не делаем.

6.1.3. Проверка прочности наклонных сечений.

При правильно назначенных размерах колонны заведомо выполняется, а поперечное армирование назначают по конструктивным требованиям. .

По условиям сварки:

d_попер>1/3 d_прод= 1/3*28=9,3 мм,но не менее 6 мм

Назначаем: d_попер= 10 мм.

Принимаем шаг поперечной арматуры:

S<20* d=20*28 = 560 мм и не более 500 мм.

Округляя получаю: S= 500 мм.

                     5.2 Подкрановая часть колонны.

Размеры прямоугольного сечения подкрановой части: . Колонна однопролетного здания высотой 13,8м с  и высотой подкрановой части . При высоте всего сечения h_н=1,1м и ветвей h_вт=0,3м и расстояние между осями ветвей принимаем с=h_н-h_вт=0,8м. Расстояние между осями распорок s=8,06/3=2,686м. Для продольной арматуры принимаем  тогда рабочая высота сечения ветви h₀=0,3-0,03=0,27м, распорки- h₀=0,4-0,03=0,37м.

 

6.2.1. Расчет в плоскости изгиба

Сечение арматуры подбираем по усилиям в сечении 4-4, поскольку там действует наибольший по абсолютной величине момент и наибольшая сила и (комбинация 1+3+7+13) и наибольшая сила N=1358кН, M=345 кНм, Q=25. В это сочетание входят усилия от длительнодействующей нагрузки .Для расчета выбираем сочетание по наибольшему моменту

Усилия в ветвях:N_1.2=N/2±ηM/c

Принимаем временно η=1, получим усилие в левой ветви N=1287/2+828/0,8=1678,5кН, в правой части N=1287/2-828/0,8=391,5кН

Так как в сочетание входят крановые нагрузки, расчетная длина подкрановой части в плоскости изгиба: , а коэффициент условий работы бетона .

Поскольку , необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.

Эксцентриситет продольной силы:

Следовательно случайный эксцентриситет не учитываем, так как колонна нашей рамы – элемент статический неопределимой конструкции.

Найдем значение условной критической силы.

Определим моменты относительно центра тяжести арматуры :

Коэффициент, учитывающий влияние длительности действия нагрузки:

Условная критическая сила:

модули упругости бетона и арматуры соответственно.

моменты инерции площадей сечения бетона и всей продольной арматуры соответственно относительной оси, проходящей через центр тяжести поперечного сечения элемента.

В первом приближений примем

Тогда

 hн-hвт)²/2=0,0444 м⁴

 

Определим значение коэффициента для учета влияния прогиба элемента на велечину эксцентриситета продольной силы:

Поскольку обе ветви сжаты, моменты в них равны М_вт=±Q /3 = ± 90 ± 80.6 кН

Тогда эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести арматуры  для наиболее нагруженной ветви:

, а

Относительная величина продольной силы:

Тогда требуемая площадь арматуры

По расчёту арматура не требуется, принимаем минимально необходимое армирование:

3Æ16А400 с каждой стороны колонны (А_s=A_s’=6,03м²)Принятая арматура обеспечивает:

, что больше минимального и незначительно отличается от предварительно принятого . Расчет можно не уточнять.

Поперечное армирование принимаем.

 

6.2.2. Расчет из плоскости изгиба

За высоту сечения принимаем его размер из плоскости изгиба, то есть . Расчетная длина подкрановой части колонны из плоскости изгиба: . Поскольку , требуется проверка прочности из плоскости изгиба.

Усилие приложено со случайным эксцентриситетом

Размеры прямоугольного сечения подкрановой части колонны: ,  Тогда рабочая высота сечения

Сечение арматуры подбираем по усилиям в сечении 4-4. Там действует наибольшая сила (комбинация 1+2+6)

В это сочетание входят усилия от длительно действующей нагрузки

.

Так как в сочетание входят крановые нагрузки, коэффициент условий работы бетона .

В первом приближении влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы не учитываем. Эксцентриситет продольной силы

Выполним проверку прочности:

Принимаем Далее определяем несущую способность сечения, считая, что у каждой рабочей грани расположено по 4 с ().

>18,1

Прочность сечения из плоскости изгиба обеспечена с большим запасом. Учет влияния прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы этого вывода не изменят.

Промежуточную распорку с двухзначной эпюрой моментов армируют симметрично.

М_р=2М_вт=

Размеры сечения распорки b=430 мм; h=400 мм;h₀=0,37 м.

(A_s= A_s^»=4.52см²). Конструктивно принимаем (A_s= A_s^»=8.04см²)

Тогда > 307кН

Прочность полосы обеспечена. Проверяем необходимость установки поперечной арматуры.

С_max=3.33h₀=3.33 >h_n-2h_вт=0.5м. Принимаем с=0,5 м. Тогда

кН > 307кН.

поперечную армат  с шагом 100мм.

6. Расчет и конструирование предварительно напряженной плиты покрытия типа 2-Т размером 18х3

Исходные данные

Бетон класса В55 с расчетными характеристиками при коэффициенте условий работы γ_b2=0,9: R_b=30*0,9=27 МПа; R_bt=1,7*0,9= 1,53 МПа; R_b,ser=39,5 МПа; R_bt,ser= 2,60 МПа; Е_b= 3,9*10⁴ МПа. Передаточная проч­ность бетона R_bp = 0,8*В = 0,8*55 = 44 МПа; расчетные характеристики бетона для класса, численно равного передаточной прочности (В = R_bp = 44 МПа): = 22 МПа; R_bt^p= 1,22 МПа; _,ser =31,6 МПа; _t,ser⁼2,34 МПа; = 35,1*10³ МПа.

Напрягаемая арматура – канаты ø9 К1500(К-7) (R_s= 1500 МПа; E_s= 1,8*10⁵ МПа).Арматура каркасов и сеток – проволока класса Bp-I (при ø4 мм:R_s= 365 МПа; R_sw= 265 МПа; при ø5: R_s= 360 МПа; R_sw= 260 МПа; E_s = 1,7*10⁵ МПа).

Натяжение арматуры – механическое на упоры форм. Изделие подвергается пропарке при атмосферном давлении. К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3-й категории.

Нагрузки на плиту

Нагрузка от веса плиты при γ_f=1 и γ_n=0,95:

на 1 м2 – = (0,95*14,751*9,81)/3*18 = =2,54 кН/м;

на 1 м погонный плиты – 2,54*3= 7,62 кН/м,

где G = A*l*γ = 0,3278*18*2,5 = 14,751 т – масса панели;

А = 2,98*0,03 + (0,9–0,03)*0,5*(0,16+ 0,08)*2 + 0,04*0,87*0,5*4=0,3278 м² – площадь поперечного сечения плиты;

B = 3 м – ширина плиты; l = 18 м – длина плиты;

γ = 2,5 т/м³ – плотность бетона.

Сбор нагрузок на плиту приведен в таб. 1. Для расчета полки плиты учтена сосредоточенная нагрузка Р_п – 1 кН (вес рабочего с инструментом). Ве­личины расчетных нагрузок приведены с учетом коэффициента надежности γ_n = 0,95.

Рис. 4. Поперечное сечение

                                Таблица 3

Вид нагрузки	Нагрузки, кПа			γf
	нормативная	расчетная
		при γf = 1	при γf> 1
Постоянные 1. Три слоя рубероида на битумной мастике, δ= 18 мм, γ = 1100 кг/м3=11кН/м³	0,198	0,189	0,245	1,3
2. Выравнивающий слой армированной стяжки из раствора, δ= 35 мм, γ = 1500 кг/м3=15 кН/м³	0,525	0,500	0,650	1,3
3. Утеплитель Минплита, δ= 0,15м=150мм, γ = 200 кг/м3=2 кН/м³	0,3	0,285	0,370	1,3
4.Пароизоляция рубероид один слой, δ= 4 мм, γ = 1100 кг/м3=11 кН/м³	0,044	0,042	0,054	1,3
Вес 1 м2 плиты покрытия	2,667	2,54	2,794	1,1
Итого	3,734	2,556	4,113
Временные Снеговая для IIIрайона	0,84	1,176	1,2
Сосредоточенная (только для расчета полки) 1 кН	1	0,95	1,14	1,2

Расчет полки плиты

Для расчета полки вырезаем полосу шириной 1 м перпендикулярно продольным ребрам и рассматриваем её как однопролетную двухконсольную балку с расчетным пролетомl₀ = 1500 мм и консолями а = 740 мм.

 

 

                    Рис. 5. К расчету полки плиты

Переменную толщину полки заменим эквивалентной постоянной и условия равенства площадей.

Площадь сечения продольных ребер

А₁= 2*[0,16*0,07 + 0,5*(0,16 + 0,08)*(0,9 – 0,07)] = 0,2216 м².

Площадь полки плиты:

A_f=A-A₁= 0,3278–0,2216 = 0,1062 м²

Эквивалентная толщина полки:

Постоянная нагрузка от веса 1 м² полки при γ_f= 1,1 и γ_n =0,95

g_f = 0,04*2,5*9,81*1,1*0,95=1,025 кН/м².

Полная постоянная нагрузка на полку (вес кровли и полки):

g = 1,319 + 1,025 = 2,344 кН/м².

Определение усилий в полке плиты:

Расчетные усилия определяем для трех схем загружения полки (рис. 2).

1. При действии постоянной и с