Файл: Курсовая работа Расчёт сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания Студент гр. 181 Сильченко М. К.docx

Деформации в продольной арматуре в предельном состоянии при двузначной эпюре деформаций согласно гипотезе плоских сечений равны:

откуда, ,

где: х – фактическая высота сжатой зоны бетона:



где: х₁ – высота сжатой зоны при прямоугольной эпюре напряжений, полученная при расчёте по предельным усилиям. Используя расчёты, выполненные выше (х₁=31,44 мм, h₀=350 мм), и задавшись , проверим предельные деформации в бетоне:

- деформации в бетоне не превышают предельных.
Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу
Поперечная сила на грани опоры Q_max = 128,18 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d= 25 мм (рис.3,5). Диаметр поперечных стержней из условия требований свариваемости должен быть не менее 0,25 диаметра продольной арматуры. В данном случае принимаем поперечные стержни диаметром d_sw= 8 мм > 0,25∙25 = 6,25 мм из арматуры класса А240,

A_sw1=50,3 мм²; расчетное сопротивление R_sw= 170 МПа. При A_sw1=50,3 мм² и n= 2 (на оба ребра) имеем: A_sw = nA_sw1=250,3 = 100,6 мм².

Бетон тяжелый класса В20 (R_b = 11,5 МПа; R_bt = 0,9 МПа; коэффициент условий работы бетона γ_b1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Предварительно принятый шаг хомутов:

S_w1 = 125 мм (S_w1 ≤ 0,5h₀ = 0,5 ∙ 350 = 175мм; S_w1≤300мм)

S_w2= 250 мм (S_w2 ≤ 0,75h₀= 0,75 ∙ 350 = 262,5мм;S_w2≤500мм)

Прочность бетонной сжатой полосы из условия:

, то есть прочность полосы обеспечена.

Интенсивность хомутов определяется по формуле (13) [10]:

---

Поскольку q_sw1 = 136,82 Н/мм >0,25R_вt·b = 0,250,9185 =41,6 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение М_b определяется по формуле:



Самая невыгодная длина проекции наклонного сечения C определяется из выражений:



Поскольку , значение С определяется по формуле:

< 3h₀=3350=1050 мм,

ПринятоС = 1048 мм.

Длина проекции наклонной трещины С₀ принимается не более С и не более 2h₀. В данном случае с₀ = 2h₀ = 2  350 = 700 мм. Тогда





.

Проверяем условие (8) [10]:

кН > (+2,1%),

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена, увиличить шаг мы не можем т.к.S_w1 = 125 мм (S_w1 ≤ 0,5h₀ = 0,5 ∙ 350 = 175мм .

Проверка требования:

> S_w1=100 мм.

т.е. требование выполнено.
Определение длины приопорного участка
А. Аналитический метод.

При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:





Так какΔq_sw=51,31 Н/мм > q₁=27,89 Н/мм,

длина приопорного участка определится по формуле:



где: Q_b,min = 0,5R_btbh₀ = 0,5∙0,9∙185∙350 =29,14 кН


Б. Графический метод.


Рисунок 6 - К определению l

---

₁ графическим методом
Длина приопорного участка l₁ принимается большая из двух значений, то есть по рисунку 6 l₁ = 2,15 м.

---

1.3 Расчет плиты по второй группе предельных состояний

Производится от нормативных нагрузок (при γ_f = 1,0 и γ_b1 = 1,0)





От временной нагрузки продолжительного действия

P_nl = B∙P_nl = 1,525∙15 = 22,87 кН/м;

q_nl = g_n + P_nl = 8,72 + 22,87 = 31,59 кН/м;

1.3.1 Расчёт по образованию трещин

Расчётное тавровое сечение представлено на рисунке 7. С учётом замоноличивания бетоном продольного шва между рёбрами расчётная ширина полки будет равна В = 1525 мм и средняя ширина ребра по рисунку 2 b = (255+185)/2=220мм.



Рис. 7 - Расчётное сечение ребра по второй группе предельных состояний

Трещины образуются, если

M_n > M_crc = R_bt,serW - N_sh(e_sh+r)

Площадь приведённого сечения

A_red = A + α_sA_s = (50∙1525 + 350∙220) + 7,27∙1742 = 165919,09 мм²

где: .

Статический момент приведённого сечения относительно растянутой грани 1-1:



Расстояние до центра тяжести приведённого сечения от нижней грани продольных рёбер:



Момент инерции приведённого сечения:



Момент сопротивления приведённого сечения:



Ядровое расстояние приведённого сечения:



N_sh = ε_b,shE_sA_s = 0,0002∙200000∙1742 = 69680 кН

где: ε_b,sh = 0,0002 - деформации усадки бетона класса В35 и ниже.

---

Момент трещинообразования:

M_crc = R_bt,serW_red - N_sh(e_sh+r)=1,35∙1360589,39 - 69680(257,4 - 50 + 68,47) = -3885871,8< М_nl- трещины образуются.

1.3.2 Расчёт ширины раскрытия трещин

Расчёт непродолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия п.7.2 [4]:

a_crc = a_crc1 + a_crc2 - a_crc3 ≤ a_crc,ult

Расчёт продолжительной ширины раскрытия трещин производится из условия: a_crc = a_crc1≤a_crc,ult

где: a_crc,ult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин из условия сохранности арматуры, равная 0,3 мм при продолжительном раскрытии; 0,4 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;

a_crc1 - ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной и длительной части временной нагрузки:



φ₁- коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:

1,0 - при непродолжительном действии нагрузки;

1,4 - при продолжительном действии нагрузки;

φ₂ - коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый равным:

0,5 - для арматуры периодического профиля (классов А400, А500, В500);

φ₃ - коэффициент, учитывающий характер нагружения и принимаемый равным 1,0 - для изгибаемых элементов;

Принимаем ψ_s = 1,0.





Средняя высота сжатой зоны для тавровых сечений, определяется по формуле 7.43 [4]:





где:



- площадь сечения свесов полки

---