Курсовая работа - Проект ребристой панели перекрытия одноэтажного промышленного цеха - файл n1.doc

Курсовая работа - Проект ребристой панели перекрытия одноэтажного промышленного цеха
скачать (2053 kb.)
Доступные файлы (1):
n1.doc2053kb.03.11.2012 07:21скачать

n1.doc



МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ УКРАИНЫ
НАЦИОНАЛЬНЫЙ ГОРНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ


Кафедра строительства и

геомеханики

Курсовая работа

на тему:

«Проект ребристой панели перекрытия одноэтажного промышленного цеха»
по дисциплине: Железобетонные и армокаменные конструкции
Курс 4, семестр 7.



Выполнил:

студент группы ПБ-06-2

И.С. Полях
Проверил:

доцент С.Н. Рева
Днепропетровск

2010

МИнИстерство образования и науки Украины

НацИональнЫй гОрнЫй унИверситет

Факультет Строительства

Кафедра строительства и геомеханики

Курсовая работа

по дисциплине

Железобетонные и армокаменные конструкции
студента

специальность Промышленное строительство
на тему: „Строительные конструкции”


Выполнил: ___________ И.С. Полях

(подпись)





ФИО

Оценка

Подпись

Преподаватель

Рева С.Н.










Рецензент













Нормоконтролер











Днепропетровск

2010

Содержание

1. Определение нагрузок на сборную железобетонную панель.

2. Расчеты по прочности.

3. Расчет поперечных ребер по прочности.

4. Расчет продольных ребер по прочности.

4.1. Определение размеров полки. Расчет выполняем по предельному состоянию первой группы.

4.2. Расчет продольной арматуры

4.3. Расчет продольных ребер на поперечную силу.

5. Подбор поперечной арматуры.

5.1. определение геометрических характеристик приведенного сечения.

5.2. определение потерь предварительного напряжения ?los при механическом натяжении арматуры на упоры.

6. Расчет по деформациям (определение прогибов)

7. Расчет прогиба плиты покрытия по точным формулам.

8. Расчет по раскрытию трещин

8.1 Расчет по кратковременному раскрытию трещин.

9. Расчет продольных ребер, армированных сварными каркасами, по предельным состояниям второй группы.

9.1 Определение прогибов.

10. Расчет ширины раскрытия трещин, нормальных к продольной оси.

11. Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.
Задание на проектирование. Рассчитать и сконструировать ребристую панель размером 3Ч6 м для теплого бесчердачного покрытия по двускатным балкам пролетом 18 м (рис. 1.1). Армирование панели предусмотреть в двух вариантах – предварительно напряженной арматурой класса Ат-V и ненапрягаемой арматурой класса А-III. Для сварных сеток применить арматурную проволоку класса Вр-I. Бетон класса В30. Натяжение арматуры осуществляется на упоры. Характеристики сопротивления арматуры и бетона принять по таблицам. Здание возводится в III районе по массе снегового покрова. Коэффициент надежности по значению ?п=0,95.

  1. Определение нагрузок на сборную железобетонную панель.

Подсчет нагрузок от собственного веса покрытия и снега приведен в табл. 1.1. Ребристые панели рассчитываем раздельно: для плиты и за ем ребер – поперечных и продольных. Вначале на основе размеров форм типовых панелей задаемся ее размерами (рис. 1.2). приведенные сечения показаны на рис. 1.3.

  1. Расчеты по прочности.

Плиту рассматриваем как многопролетную неразрезную. При толщине ее 25 мм расчет ведем с учетом перераспределения усилий от развития пластических деформаций. Изгибающий момент определяем по формуле
H∙м, (2.1)

где:

l=l1?b=0,98?0,1=0,88 м; (2.2)
H/м2; (2.3)
gpl=625∙1,1=687 Н/м2 (2.4)
а общая нагрузка на плиту:
g=180+520+720+120+687=2227 Н/м2 ? 2,23 кН/м2 (2.5)
Полезная толщина плиты

см. (2.6)

Определяем коэффициент А0 при b=1 м:
(2.7)
где Rb=17 MПа – для бетона класса В30; ?b2=0,9.
По таблицам находим коэффициенты ?=0,947; ?=0,11. Площадь сечения арматуры класса Вр-I на полосу шириной 1 м равна
см2 (2.8)
где Rs=375 МПа – для арматуры класса Вр-I, d=3 мм.

Принимаем сварную сетку с продольной арматурой диаметром 3 мм класса Вр-1 и площадью Аs=0,35 см2, диаметром класса Вр-I, шаг 100 мм на 1 м и поперечной; ? Аs=0,71+0,35=1,06 см2 диаметром 3 мм. Сетка С-2 представлена на рис. 2.1.
Процент армирования равен
(2.9)
3. Расчет поперечных ребер по прочности.

Поперечные ребра запроектированы с шагом l1=98 см, они жестко соединены с плитой и с продольными ребрами. Поперечное ребро рассчитываем как балку таврового сече­ния с защемленной опорой (для упрощения расчета можно ребро рассматривать и как свободно опертую балку).

Таблица 1.1

Подсчет нагрузок


Вид нагрузки

Нормативная нагрузка, Н/м2

Коэффициент надежности по нагрузке vf

Расчетная нагрузка, Н/м2

Постоянная:

  • от трехслойного рубероидного ковра мастике (масса одного слоя 3ч5 кг/м2);

  • от цементной стяжки – 2 см; ?=2000;

  • от утеплителя – пенобетонных плит ?=500 кг/м3; t=12 см;

  • от пароизоляции – двух слоев пергамина на мастике;

  • от ребристых панелей, приведенной толщиной 5,3 см.



150


400
600
100


1350




1,2


1,3
1,2
1,2


1,1



180


520
720
120


1485

Итого:

Временная от снега:

в том числе:

длительная – ?td;

кратковременная – ?cd

gn=2600

pn=1000
300

700

1,4

g=3025

p=1400
420

980

Всего:

(gn+pn)=3600




(g+p)=4425


Постоянная расчетная нагрузка q с учетом собствен­ной массы ребра

Н/м=2642 кН/м (3.1)
Временная (снеговая) нагрузка
p = 1400·0,98 = 1375 Н/м ? 1,38 кН/м. (3.2)
Общая нагрузка (q+p) = 2,42 + 1,38 = З,8 кН/м. (3.3)
Изгибающий момент в пролете

кН∙м. (3.4)
Изгибающий момент на опоре

кН∙м. (3.5)
При расчете с учетом развития пластических дефор­маций можно принять равные моменты в пролете и на опоре

кН∙м (3.6)
Поперечная сила

кН (3.7)
Принимаем полезную высоту сечения ребра
ho= h?a = 15?2,5 = 12,5 см. (3.8)
Расчетное сечение ребра в пролете является тавровым с полкой в сжатой зоне:
= 98 см < br + 2(l/6) = l0 + 2(290/6) = 106 см. (3.9)
Находим коэффициент А0 по пролетному моменту по формуле:
(3.10)
По таблице принимаем приближенно ? = 0,995 и ? = 0,01;
х = ?h0= 0,01∙12,5=0,125 см < =2,5 см; (3.11)
нейтральная ось проходит в полке.

Тогда необходимая площадь нижней продольной арматуры в ребре будет
см2, (3.12)
где Rв=355 МПа=355∙100 Н/см2 для арматуры диаметром 6ч8 мм, класса А-III;

Принимаем один стержень диаметром 8 мм, арматура класса А-III, Аs=0,503 см2.

Процент армирования (по сечению ребра)

?= (3.13)
Находим коэффициент А0 по опорному моменту
, (3.14)
по таблице: ?=0,922; ?=0,155.
Площадь верхней растянутой арматуры на опоре
см2 (3.15)
Учитывая на опоре работу поперечных стержней сетки плиты, у которой на 1м имеется 5Ш3, Аs=0,35 см2, на продольный стержень плоского каркаса требуется Аs=0,63?0,35=0,28 см2. Из конструктивных соображений принимаем верхний стержень таким же, как и нижний т.е. диаметром 8 мм арматуры класса А-III, Аs=0,503 см2.

Проверяем несущую способность ребра на поперечную силу из условия работы бетона на растяжение при отсутствии поперечной арматуры по формуле
Qb,mln=?b3Rbt?b2bh0=0,6∙1,2∙(100)0,9∙7,5∙12,5=6100 Н > QA=5500 H (3.16)
Следовательно, расчет поперечной арматуры не требуется. По конструктивным соображениям для сварки плоского каркаса К-1 ставим поперечные стержни диаметром 6 мм класса А-1 через 150 мм (рис.2.1).


  1. Расчет продольных ребер по прочности.

4.1. Определение размеров полки. Расчет выполняем по предельному состоянию первой группы.

Крупнопанельную плиту рассматриваем как свободно лежащую на двух опорах балку П-образного поперечного сечения, которое приводится к тавровому сечению с полкой в сжатой зоне (см. рис 1.3). Находим расчетный пролет плиты, принимая ширину опоры 10 см:
см. (4.1)
Максимальный изгибающий момент
H∙м (4.2)
где: (g+p)=3030+1400=4430 Н/м2; В – номинальная ширина панели (расстояние в осях) 3 м.

Согласно п. 3.16 СНиП [1], вводимая в расчет ширина свеса полки в каждую сторону от ребра не должна превышать половины расстояния в свету между соседними ребрами и 1/6 пролета рассчитываемого элемента. При длине l0=5870 мм и длину поперечного стержня В=300 см расчетная ширина полки в сжатой зоне
см (4.3)

Bc=295 см;

Принимаем =212 см.

Рабочая высота ребра h0=h?a=30?3,5=26,5 см.

Для установки расчетного случая таврового сечения при x= b/f проверяем условие:

M=5770000 H∙см < 17(100)0,9∙2,5∙212(26,5?0,5∙2,5)=20500000 Н∙см;
Условие соблюдается, следовательно, нейтральная ось проходит в пределах полки, т.е. х< .

Вычисляем коэффициент А0 как для элемента прямоугольного сечения шириной




(4.4)
По табл. 2.12 находим ?=0,988, ?=0,024.
4.2. Расчет продольной арматуры

Для варианта с предварительно напряженной арматурой класса Ат-V, Rs=680 МПа:
см, (4.5)
Чему соответствует 2 диаметра 14 мм, As=3,08 см2. Арматуру располагаем по одному стержню в каждом ребре. Процент армирования
%. (4.6)
Для варианта с ненапрягаемой арматурой класса А-III (Rs=365 МПа)
см2 (4.7)
Можно принять 2 диаметра 20 мм, As=6,28 см2;

Процент армирования по отношению к сечению ребер
% (4.8)
4.3. Расчет продольных ребер на поперечную силу.

Наибольшая поперечная сила на опоре панели
Н, (4.9)
а на одно ребро:

H=18,6 кН.
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном ребра при работе его на растяжение по формуле, для обеспечения прочности по наклонной трещине
Qb,min=?b3Rbt?b2bh0=0,6∙1,2(100)0,9∙8∙26,5=13700<Q=18600 H,

где

(4.10)
Следовательно, требуется поперечная арматура. Производим проверку наклонного сечения при поперечной арматуры.

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось с. Влияние свеса сжатой полки определяется коэффициентом ?f=0,066. Поскольку в расчетном наклонном сечении Qb=Qsw=Q/2, а Bb=?b2(1+?f)Rbt?b2b=2∙1,066∙1,2Ч

Ч(100)0,9∙8∙26,52=13∙105 Н∙см, то значение с будет
см > 2h0=2∙26,5=53 см.
Принимаем с=2h0=53 см. Тогда H=24,5 кН > Q=18,6 кН, следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется, но подстановка ее необходима по конструктивным требованиям на приопорных участках на длину, равную 1/4 пролета.

5. Подбор поперечной арматуры.

Для варианта с напрягаемой арматурой принимаем стержни диаметром 4 мм, класса Вр-I c Asw=0,126 см2; расстояние между стержнями должно быть не более s=h/2=30/2=15 см. дополнительный каркас из арматуры диаметром Ш4 мм класса Вр-I ставим в каждом ребре на приопорных участках на длину ј пролета;

Для варианта панели с ненапрягаемой арматурой диаметром Ш20 мм класса А-III из условий технологии сварки принимаем поперечные стержни диаметром 6 мм класса А-I, шаг стержней s=h/2=30/2=15 см.

В углах пересечений продольных и крайних поперечных ребер из конструктивных соображений устанавливают Г-образные сетки С-1 из арматуры Ш4 мм класса В-I. На рис.1.5 показано армирование панели плоскими сварными каркасами сварными и сетками.

Расчет продольных ребер по предельным состояниям второй группы. Вариант панели с предварительно напряженной арматурой. В соответствии с ранее принятой структурой расчет производим в такой последовательности определяем геометрические характеристики приведенного сечения; вычисляем потери предварительного сечения; вычисляем потери предварительного напряжения арматуры; рассчитываем по деформациям – определяем прогибы; рассчитываем по образованию и раскрытию трещин.

5.1. Определение геометрических характеристик приведенного сечения.

Вычисляем:

(5.1)







?Asp=6,54∙3,08=20,1; ?=5,87∙0,71=4,16?4,2;
площадь приведенного сечения по формуле:
Ared=A+?Asp+?=2,5∙212+16∙27,5+20,1+4,2=995 см2 (5.2)
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани – по формуле:
Sred=S+?Ssp+?=2,5∙212∙28,8+16∙27,5∙13,75+26,1∙3,5+4,16∙28,8=21540 см3 (5.3)
Расстояние от нижней грани до центра приведенного сечения
см; (5.4)
Момент инерции приведенного сечения по формуле:
см4 (5.5)

где:

yp=21,7?3,5=18,2 см; =8,3?1,25=7,05 см.

Момент сопротивления приведенного сечения относительно нижней грани:
см3 (5.6)
То же по верхней зоне = Ired/(h?h0)=88930/8,3=10700 см3.

Расстояние от верхней ядровой точки до центра тяжести приведенного сечения:
см (5.7)
Где ?=1,6??b/Rb,ser=1,6?0,75=0,85; здесь отношение максимального напряжения в сжатом бетоне от внешней нагрузки и усилия обжатия предварительным напряжением ?b к расчетному сопротивлению бетона для предварительных состояний второй группы Rb,ser?( ?b/Rb,ser) принято предварительно 0,75.

Расстояние от нижней ядровой точки до центра тяжести приведенного сечения:
см (5.8)
Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне:
Wpl=?Wred=1,75∙4100=7180 cм3 (5.9)
Где: ?=1,75 – по прил. VI для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия панели:
=?=1,5∙10700=16050 см3
Здесь ?=1,5 – для тавровых сечений с полкой в растянутой зоне при bf/b>0,2 и hf/h<0,2.

Жесткость плиты в сечении без трещин в растянутой зоне:
B=?EbIred=0,85·0,29·105·88930=219·107 МПа·см4 (5.10)
5.2. Определение потерь предварительного напряжения ?los при механическом натяжении арматуры на упоры.

Предварительное напряжение в арматуре принимаем:
?sp=0,9Rs,ser=0,9·785=708 МПа
где Rs,ser=785 МПа для арматуры класса Ат-V.

Проверяем условия для стержневой арматуры:
?sp+p=708+35,4=743,4 МПа< Rs,ser=785 МПа;
?sp?p=708?35=673 МПа<0,3 Rs,ser=236 МПа,
где p=0,05 ?sp=0,05·708=35,4 МПа.

Принимаем прочность бетона в момент отпуска арматуры
Rbp=0,7В=0,7·30=21МПа.
Потери предварительного напряжения арматуры.

Первые потери:

- от релаксации напряжений в арматуре
?1=0,1?sp?20=0,1·708?20=50,8 МПа;
- от перепада температур (при ∆t=65°С)
?2=1,25∆t=1,25·65=81,2 МПа;
- от деформаций анкеров, расположенных у натяжных устройств
МПа,
где ∆l=1,25+0,15d=1,25+0,15·14=3,35 мм; l=7 м – длинна натягиваемого стержня;

Деформации бетона от быстронатекающей ползучести для бетона, подвергнутого тепловой обработке, при
?bp/Rbp=9,1/21=0,43 < ?=0,25+0,025Rbp=0,25+0,025·21=0,77;
?6=0,85·40; ?bp/Rbp=0,85·40·0,43=14,7 МПа,

где

Н/см2=9,1 МПа
(без учета влияния собственного веса панели);
P1=(?sp??1??2??3)Asp=(708?50,8?81,2?91)3,08(100)=166000 Н=166 кН.
еор=y0?a=21,7?3,5=18,2 см.
Первые потери напряжений
? los1= ?1+?2+?3+?6=50,8+81,2+91+14,7=237,7 МПа ? 238 МПа.
Вторые потери:

- от усадки бетона ?8=35 МПа

- от ползучести бетона при ?bp/Rbp =0,43
?9=150??bp/Rbp=150·0,85·0,43=55 МПа, где ?=0,85 для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.

Суммарное значение вторых потерь напряжений
? los2= ?8+?9=35+55=90 МПа.
Общие потери предварительного напряжения арматуры
? los= ? los1+ ? los +? los2=238+90=328 МПа>100 МПа,
что больше установленного минимального значения потерь.

Равнодействующая сил обжатия с учетом всех потерь и точности натяжений ?p=1.

P2=Asp?p(?sp??los)=3,08·1(708?328)(100)=117000 Н=117 кН.
6. Расчет по деформациям (определение прогибов)



Рис. 3. Сечение плиты и эпюра к расчету по деформациям.

1 – эпюра Мn от нормативных длительно действующих нагрузок; 2 – то же, Мn от полных нормативных нагрузок.
Вначале вычисляем момент, воспринимаемый сечением нормальным к оси элемента, при образовании трещин по формулам:
Mcrc=Rbt, serWpl+P2(lop+r)=1,8(100)7180+117000(18,2+3,5)=38,3·105 H·м; (6.1)
где Wpl=?Wred=1,75·4100=7180 см3; ?=1,75
см.
Изгибающий момент от нормативных нагрузок в середине пролета:

Н·м > Mcrc=38,3·103 Н·м, (6.2)

Следовательно, в середине пролета (сечение с-с) Mcrc<Mnc и сечение работает с трещинами. Разбиваем полупролет на две части: расстояние между смежными сечениями 1,5 (рис.3).

Момент в сечении 1?1
Н·м < Mcrc= 38,3·103 Н·м, (6.3)
где

qn=(gn+pn)B=(2600+1000)3=10800 Н/м;

RA=RB=qnl0/2=10800·5,87/2=31700 Н,
Следовательно, в сечении 1?1 и далее к опоре панель работает без трещин а растянутой зоне.

Вычисляем моменты от длительно действующей нормативной нагрузки (постоянной и временной длительной) и от нормативной кратковременной нагрузки .

При отношении /=(2600+300)/(2600+1000)=0,805 и /gn=700/3600=0,195 моменты и будут:

В сечении с?с по середине панели:
=44,2·0,805=35,6 кН·м;

=44,2·0,195=8,62 кН·м;
В сечении 1?1:

=32,7·0,805=263 кН·м;

=32,7·0,195=6,37 кН·м.
Приближенная оценка деформативности панели по условию (2.145), когда l/h0=587/26,5=22,2>12 и влияние сдвигов не учитывается (18 h0/l=0);

l/h0=22,2>?lim=21; условие (2.145) не соблюдается, требуется расчет прогибов.

Определяем прогиб в сечении с?с приближенным методом, используя для вычисления кривизны формулу:


см?1 (6.4)

Где k1cd, k1ld, k2ld, k3ld – коэффициенты для тавровых сечений с полкой в сжатой зоне по таблице, принятые интерполяцией при параметрах:




(6.5)

(для определения коэффициента k3);

(6.6)
см

(6.7)
(для определения коэффициентов k1 и k2);

Так как коэффициенты k в табл. 2.19 даны при ?/f(?/) ? 1, то приняты значения k1, k2, k3 при ?/f(?/)=1:
k1cd=0,69; k1ld=0,515; k2ld=0,13; k3ld=1,01.
Максимальный прогиб по формуле (2.142):
смсм
(при учете постоянных, длительных и кратковременных нагрузок). Методика вычисления прогиба по точным формулам изложена ниже.
7. Расчет прогиба плиты покрытия по точным формулам.

Определяем прогиб от нормативного значения постоянной и длительной нагрузок, расчетный момент =35,6 кН·м. Предельный прогиб согласно СНиП 2.03.01?84) flim=2,5 см. Суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь и при коэффициенте натяжения ?sp=1 составляет Ntot=P2=117 кН.

Эксцентриситет es,tot=/Ntot=35,6·102/117=30,5 см. Коэффициент ?ls=0,8 – при длительном действии нагрузки независимо от профиля стержней (п. 2 табл. 36 определяем коэффициент ?m (формула 168 по СНиП [13]):

Принимаем ?m=1,

Где Н·см (7.1)
< (7.2)
Принимаем отношение =1,5.

Определяем коэффициент ?s, характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры на участке между трещинами, формула (167) СНиП [13]:

Так как ?s>1,0, то принимаем ?s=1.

Вычисляем кривизну оси при изгибе плиты покрытия по формуле (160) СНиП [13]:


Где ?b=0,9; v=0,15 – при длительном действии нагрузки; ?s=1; ?f=1,2; b=; ?=/h0=2,5/26,5=0,094.

Значение z1 вычисляем по формуле (166) СНиП [13]:
см.
Прогиб f по формуле:
смсм;
Условие удовлетворяется; если учесть прогиб от ползучести бетона вследствие обжатия, равный [1/r =(?)/h0], то прогиб еще несколько уменьшиться; обычно это идет в запас расчета.
8. Расчет по раскрытию трещин.

Ширину трещин, нормальных к продольной оси элемента acrc, определяем по формуле:


Где: ?=1 – для изгибаемых элементов;

?l=1 – при кратковременной нагрузке и продолжительном действие постоянных и длительных нагрузок;

?l=(160?15?) – при продолжительном действии постоянных и длительных нагрузок;

?=1 – для стержневой арматуры периодического профиля.

Расчет по длительному раскрытию трещин: напряжение в растянутой арматуре, формула (2.121?2.147) СНиП [13]:
МПа
где еsp=0;
см;





(здесь Мz=Mnld=35,6·105 Н·см);

Принимая при длительном действии нагрузки ?l=1,6?15?2=1,6?15·0,00727=1,49 и при ?=1, ?=1, ?=0,00727, значение acrc будет:
мм.
8.1 Расчет по кратковременному раскрытию трещин.

Напряжение в растянутой арматуре при действии постоянной и длительной нагрузок ?s=94,5 МПа, ширина раскрытия трещин acrc=0,099?0,1 мм (по предыдущему расчету).

Напряжение в растянутой арматуре при совместном воздействии всех нагрузок:
Н/см2=193 МПа (8.1)
Где значение z1 определяют с учетом значений ? при

Mz=Mn+N0esp=Mn?n=44,2 кН·м; в этом случае, опуская промежуточные вычисления по вышеуказанным формулам, имеем итоговые параметры:
?=0,18; ?=1,15; ??=0,05; еs,tot=37,8 см; ?=0,3>h/f/h0=0,0945;

см. (8.2)
Приращение напряжения от кратковременного увеличения нагрузки от постоянной и длительной до ее полной величины
∆?s=193?94,5=88,5 МПа (8.3)
Приращение ширины раскрытия трещины при коэффициенте ?l=1.
мм. (8.4)
Суммарная ширина кратковременного раскрытия трещин:
acrc=0,099+0,062=0,161 мм < [acrc1]um=0,3 мм. (8.5)
Расчет по раскрытию наклонных трещин приведен далее для варианта панели с напрягаемой арматурой.
9. Расчет продольных ребер, армированных сварными каркасами, по предельным состояниям второй группы.
9.1 Определение прогибов.

Выполняем расчет по точным формулам, приняв для упрощения значение x=h/f=2,5 см (это допустимо при b/f >3bp). Тогда ?= x/h0=2,5/26,5=0,0945. Плечо внутренней пары сил z1= h0?x/2=26,5?2,5/2=25,2 см.

В этом случае ?/f=0 и ?=0, следовательно, при As=6,28 см2 (2Ш20 мм класса А-III):

(9.1)
(9.2)
Жесткость сечения определяем по формуле:
(9.3)
Где ??=0,00112·6,9=0,00773; ?b=0,9 (согласно п. 4.27 СНиП [13]); ?3=1 – учет работы растянутого бетона между трещинами; v=0,45 при кратковременной нагрузке и v=0,15 при постоянной и длительной нагрузке и влажности воздуха среды 40-75%:
Н·см2=5,6·107кН·см2;
Н·см2.
Полный прогиб при действии постоянной, длительной и кратковременной нагрузок определяем по формуле:
ftot=f1?f2+f3 (9.4)
Прогиб от кратковременного действия всей нагрузки:
см. (9.5)
Начальный кратковременный прогиб от постоянной и длительной временной нагрузок:
см. (9.6)
Прогиб от постоянной и длительной временной нагрузок:
см < [flim] = 2,5 см.
Полный прогиб:
Ftot=2,2?1,79+2,3=2,73 см < [flim]=l0/150=587/150=3,9 см.
10. Расчет ширины раскрытия трещин, нормальных к продольной оси.

Вычисления проводим аналогично вышеизложенному для предварительно напряженной панели. По расчету на прочность As=6,28 см2:

?=6,28/(16·26,5)=0,0148;
, (10.1)
Где ?=1; ?=1; ?l=1,6?15?=1,6?15·0,0148=1,38?1,4 при Mld ?l=1 при учете Mсd.

Напряжение в арматуре при действии постоянной и длительной нагрузок:
Н/см2=225 МПа. (10.2)
Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной нагрузок при ?l=1,38?1,4:
мм,
что есть меньше предельного [acrc2]lim=0,3 мм.

Напряжение в арматуре от кратковременной нагрузки, равные приращению ∆?s:
Н/см2=54,5 МПа. (10.3)
Приращение раскрытия трещин при ?l=1:
мм. (10.4)
Полная ширина раскрытия трещин:
acrc=0,171+0,03=0,201 мм < [acrc1]lim=0,4 мм; (10.5)
Условие по раскрытию трещин соблюдается.
11. Расчет ширины раскрытия наклонных трещин.

По расчету на прочность определена поперечная арматура dw, равная одному диаметру 6 мм класса А-I (Asw=0,283 см2) с шагом s=h/2=15 см. Ширину раскрытия наклонных трещин находят по формуле (152) СНиП [13].

Поперечная сила:

- от постоянной и длительной нагрузок:
Н=24,3 кН, (10.6)
где =(2600+300)3=8700 Н/м;

- от кратковременной нагрузки:
Н=5,87 кН; (10.7)
(10.8)
где ?l=1 – при кратковременном действии всех нагрузок;

?l=1,5 – при продолжитнльном действии постоянных и длительных нагрузок;

?=1,4 – при гладкой армртуре (по п. 4.14 СНиП 2.03.01?84);

dw=6 мм – диаметр поперечных стержней;
?w=Asw/bs=0,283/8·15=0,00283;
?=Es/Eb=2,1·105/0,29·105=7,25;
Напряжение в поперечных стержнях по формуле (153) СНиП [13]:
МПа
(для арматуры класса А-I), здесь Qn=Qnld+Qncd=24,3+5,87=30,17 кН; Qb1 определяется по правой части уравнения (84) СНиП [13] с заменой Rbt на Rbt,ser и умножением коэффициента ?b4 на 0,8; тогда:
Qb1=0,8 ?b4(1+ ?n) Rbt,serbh0/c=0,8·1,5·1·1,8(100)16·26,52/53=45800 Н=45,8 кН.
?n=0; с ? 2h0=2·26,5=53 см.
При этом Qb1 должно быть не более 2,5Rbt,serbh0=2,5·1,8(100)16·26,5=190000 Н=

=190 кН и не менее ?b3(1+?n) Rbt,serbh0=0,6·1,8(100)16·26,5=45800 Н=45,8 кН; условие соблюдается – Qb1=45,8 кН.


Так как Qb1=45,8 кН > Qn=30,17 кН, то раскрытия трещин в сечениях, наклонных к продольной оси элемента, не будет. Поэтому расчет acrc не производим.

Таким образом, панель с ненапрягаемой арматурой также удовлетворяет требованиям расчета по деформациям и раскрытию трещин. Порядок прорезки панели на действие нагрузок, возникающих в стадии изготовления и монтажа выполняются в соответствии с требованиями СНиП.
Конструирование ребристой панели покрытия.








Учебный материал
© bib.convdocs.org
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации