s
Sesiya.ru

Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия

Информация о работе

Тема
Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия
Тип Курсовая работа
Предмет Строительство
Количество страниц 24
Язык работы Русский язык
Дата загрузки 2015-01-16 06:07:50
Размер файла 413.81 кб
Количество скачиваний 4
Скидка 15%

Поможем подготовить работу любой сложности

Заполнение заявки не обязывает Вас к заказу


Скачать файл с работой

Помогла работа? Поделись ссылкой

Исходные данные





























Разработка конструктивной схемы сборного перекрытия
Выполнение проекта начинается с определения габаритных размеров в плане, привязки наружных стен к разбивочным осям и компоновки конструктивной схемы здания.
Длина здания в осях равна произведению продольного размера ячейки на число ячеек вдоль здания.
Ширина здания в осях равна произведению поперечного размера ячейки на число ячеек поперек здания.
Привязка стен здания и их толщина принимается соответственно 200 и 640 мм (рис. 1).

Рис. 1. План расположения ригелей и панелей

Для обеспечения жесткости здания в поперечном направлении и во избежание утяжеления надоконных перемычек принимается расположение ригелей по осям простенков и продольное – панелей перекрытия.
Номинальная ширина каждой панели принимается одинаковой для всего перекрытия и вычисляется путем деления длины средней ячейки поперек здания l2 на принятое количество панелей. Полученная номинальная ширина находится в пределах 1,3 … 1,7 м и вычисляется, как

Раскладка панелей перекрытия изображена на рис. 1.Участки, примыкающие к продольным стенам и имеющие ширину меньше номинальной ширины панелей, перекрываются доборными панелями. Конструктивная ширина панелей назначается на 20 … 30 мм меньше номинальной.
Опалубочные размеры поперечного сечения панели принимаются в соответствии с данными табл. 1 и рис. 2.

Рис. 2. Поперечное сечение панели с круглыми пустотами

Проектирование панели сборного перекрытия
Конструктивная схема
Производится расчет и конструирование панели перекрытия, опирающейся на ригель. Пустотная панель укладывается на полки крестовых ригелей по слою цементно-песчаного раствора.





Расчетная схема и нагрузки
Поскольку возможен свободный поворот опорных сечений, расчетная схема панели представляет собой статически определимую однопролетную балку (рис.3), загруженную равномерно распределенной нагрузкой, в состав которой входят постоянная, включающая вес пола и собственный вес панели, и временная.

Рис. 3. Расчетная схема панели

Нормативную нагрузку (кН/м2) от собственной массы панели рекомендуется определять, как

где ρ = 2500 кг/м3 - плотность железобетона;
Аполн. - площадь поперечного сечения панели по номинальным размерам в м2;
Апуст.-суммарная площадь пустот в пределах габарита сечения в м2.
= (0,405-0,188)/(1,525*100)∙2500=3,56 кН/м^2 ;
〖 А〗_(полн.)=1,5∙0,27=0,405 м^2;
〖 А〗_(пуст.)=(6∙π∙d^2)/4=(6∙3,14∙〖0,2〗^2)/4=0,7536/4=0,188 м^2.
Назначается высота пустотной панели (мм) через следующие параметры:
- полная временная нагрузка = 7,0 кН/м2 (исходные данные - 7,4 кН/м2);
- длина ячейки вдоль здания l1 = 6 м (исходные данные - 5,8 м).
hп= 270 мм = 27 см = 0,27 м.
В исходных данных указаны нормативные значения эквивалентной равномерно распределенной нагрузки от 1 м2 пола и от временной на междуэтажное перекрытие здания: длительно действующей p_дл^н и кратковременной действующей p_кр^н в кН/м2.
Коэффициент надежности по нагрузке для временных равномерно распределенных нагрузок на перекрытия:
при pн> 2 кН/м2 γf= 1,2.
Коэффициент надежности по нагрузке от веса пола принимается равным 1,3.
Коэффициент надежности по нагрузке от собственного веса панели перекрытия принимается равным 1,1.
Подсчет нормативных и расчетных нагрузок с подразделением на длительно и кратковременно действующие выполняется в табличной форме (табл.1).

















Таблица 1. Нормативные и расчетные нагрузки на панель перекрытия
Нормативные
нагрузки На 1 м2 панели bн, м На 1 пог. м
панели
Нормативная, кН/м2 Коэффициент надежности Расчетная, кН/м2 Нормативная,
кН/м Расчетная,
кН/м
I. Постоянная
(длительно
действующая).
1. От собственного веса панели.
2. От собственного веса конструкции пола.


g_св^н=3,56


1,4


1,1


1,3


3,916


1,82 1,525


5,429


2,135


5,97


2,776
Итого 4,96 2,4 g_(пл+пол)=5,736 g^н=7,564 g=8,746
II. Временная нагрузка.
3. Длительно
действующая
часть нагрузки. p_дл^н=2,4 1,2 2,88 p_(дл(пог))^н=3,66 4,392
4. Кратковременная действующая часть нагрузки. p_кр^н=5,0 1,2 6,0 7,625 9,15
Итого 7,4 2,4 p`=8,88 pн= 11,285 p= 13,542
Всего 12,36 4,8 q`=14,616 qн = 18,849 q= 22,288
В том числе длительная нормативная q_дл^н=g^н+p_(дл(пог))^н=11,224
Примечание: Нагрузки на один погонный метр панели определяются путем умножения нагрузки на 1 м2 панели на ее номинальную ширину bн.
Статический расчет
Для выполнения расчетов по первой и второй группам предельных состояний нужно вычислить следующие усилия:
- изгибающий момент (кН м) от полной расчетной нагрузки
M=(q l_0^2)/8; M=(22,288 〖5,45〗^2)/8=662/8=82,75 кН м.
- изгибающий момент (кН м) от полной нормативной нагрузки
M^н=(q^н∙l_0^2)/8;M^н=(18,849∙〖5,45〗^2)/9=559,86/8=69,98 кН∙м.
- изгибающий момент (кН м) от нормативной длительно действующей нагрузки
M_дл^н=(q_дл^н∙l_0^2)/8; M_дл^н=(11,224∙〖5,45〗^2)/8=333,381/8=41,673 кН∙м.
- поперечная сила (кН) от полной расчетной нагрузки
Q=(q∙l_0)/2; Q=(22,288∙5,45)/2=60,735 кН.
Определение расчетного пролета показано на рис.4;

Рис. 4. Ригель крестового сечения, панель с круглыми пустотами

Принимается ар = 150 мм, предварительно принимается bр = 200 мм.
l1 = 5,8 м = 5800 мм.
l_0=l_1-b_p-a_p; l_0=5800-200-150=5450 мм.
3.4. Расчет по I группе предельных состояний
3.4.1. Исходные данные
Панели перекрытий могут быть запроектированы из тяжелых бетонов классов (по прочности на сжатие) B20 … B30, подвергаемых тепловой обработке при атмосферном давлении.
Принятый класс бетона – B20.
Характеристики бетона записываются в табл.2.



Таблица 2.Характеристики бетона
Класс бетона на сжатие Коэффициент условий работы бетона γb2 Расчетные сопротивления для предельных состояний, МПа Начальный модуль упругости, Мпа
Еb
Первой группы Второй группы
Rb Rbt Rb,ser Rbt, ser
B20 1,0 11,50 0,90 15,0 1,4 24 ∙ 103
0,9 10,35 0,81 - -
При расчете по I группе предельных состояний Rbи Rbtследует принимать с коэффициентом γb2 = 0,9.
Далее определяется класс арматуры и в зависимости от выбранного класса определяются характеристики арматуры и заносятся в табл. 3.
Таблица 3. Характеристики арматуры
Класс арматуры,
диаметры Расчетные сопротивления для предельных состояний, МПа Модуль упругости арматуры, Мпа
Еs
Первой группы Второй группы
Rs Rsw Rsc Rs,ser
A-I 225 175 225 235 210 ∙ 103
A-III
10 … 40 мм 365 290 365 390 200 ∙ 103
Вр-I
4 мм 365 265 365 - 170 ∙ 103

При расчете прочности нормальных и наклонных сечений поперечное сечение панели приводится к тавровому профилю в соответствии с рис. 5.










а)

б)

в)

Рис. 5. К расчету прочности нормальных сечений
а – действительное сечение;
б –приведенное сечение;
в – вариант напряженного состояния.

Вводимая в расчет ширина полки приведенного сечения для пустотных панелей b_f^I=b_к^в=1470 мм=147 см.
Рабочая высота (см) сечения панели h0 = hп-a = 270-35 = 235 мм = 23,5 см,
где а = 35 мм – расстояние от наиболее растянутого края сечения до центра тяжести растянутой арматуры панели, для пустотных панелей (расположение арматуры в один ряд по высоте) – 30 … 35мм.
3.4.2. Расчет прочности нормальных сечений
Расчет прочности нормальных сечений производится в соответствии с рис. 4.
Требуемая площадь сечения растянутой арматуры определяется в зависимости от положения нейтральной оси
M≤R_b∙b_f^I∙h_f^I∙(h_0-0,5∙h_f^I)∙100.
M = 8275000 ≤ 10,35 ∙ 147 ∙ 3,5 ∙ (23,5 – 0,5 ∙ 3,5) ∙ 100 = 11582038
8275000 < 11582038 – условие выполняется
При соблюдении условия нейтральная ось проходит в пределах полки и сечение рассчитывается как прямоугольное с шириной b_f^I, т.е. определив
α_0=M/(R_b ∙ b_(f )^I∙ h_0^2 ∙ 100) находят коэффициент по табл. 4коэффициент vи подсчитывают требуемую площадь растянутой арматуры (см2)
.
Табл. 4.Значения ξ, ν и α0 для расчета прочности нормальных сечений

α_0=8275000/(10,35 ∙ 147∙ 〖23,5〗^2 ∙ 100)=0,0985(по табл.4принимаем 0,095).
А_s=8275000/(365∙0,95∙23,5∙100)=10,155 〖см〗^2.
По табл. 4 находим относительную высоту сжатой зоны ξ, которая должна быть сравнена с граничной ξR.
.
Здесь Rs= 365 Мпа - расчетное сопротивление продольной арматуры по первой группе предельных состояний в МПа,
ω = 0,85 – 0,008∙Rb=0,85 – 0,008 ∙ 10,35 = 0,7672,
где Rb – расчетное сопротивление бетона сжатию в МПа с учетом коэффициента условий работы γb2 = 0,9.

ξ_R=0,7672/(1+365/500∙(1-0,7672/1,1))=0,7672/(1+0,73∙(1-0,69745))=0,7672/1,221=0,628
Так какξ = 0,1 <ξR= 0,628,требуемое количество растянутой арматуры (см2) вычисляется по формуле
.
Требуемая арматура подбирается с минимально возможным превышением по сортаменту: принимаем 4Ф 18 А-III с фактической площадью 10,18 см2.
3.4.3. Проверка прочности нормального сечения
Для проверки прочности определяется положение нейтральной оси из условия
.
365 ∙ 10,18 = 3715,7<10,35 ∙ 147 ∙ 3,5 = 5325,075
При соблюдении условия нейтральная ось – в полке,высота сжатой зоны (см) вычисляется по формуле

x= (365∙10,18)/(10,35∙147)=3715,7/1521,45=2,44 см<h_f^I=3,5 см.



Несущая способность сечения (Н∙см)

М и=10,35 ∙ 147 ∙ 2,44 ∙ (23,5 – 0,5 ∙ 2,44) = 3712,338 ∙ 22,28 ∙ 100 =
82710,891 ∙ 100 = 8271089,1 Н ∙ см.
М >М и=>необходимо провести корректировку значений а и h0.
А = 18 + 18/2 = 27 мм = 2,7 см.
h0 = 27 – 2,7 = 24,3 см.
М и= 10,35 ∙ 147 ∙ 2,44 ∙ (24,3 – 0,5 ∙ 2,44) ∙ 100 = 8568076,104 Н ∙ см.
Несущая способность сечения считается достаточной, так как
М = 8275000 <М и = 8568078,104.
3.4.4. Расчет прочности наклонных сечений на действие
поперечных сил
Необходимость расчета определяется условием .
Для тяжелого бетона φb3 = 0,6 . Правая часть неравенства -минимальная несущая способность бетонного сечения на восприятие поперечной силы. При выполнении условия поперечная арматура устанавливается без расчета в соответствии с конструктивными требованиями, приведенными на рис. 6. Диаметр поперечных стержней принимается для пустотных панелей 3...5 мм класса Вр-1.
150 ≤ h ≤300

Рис. 6. Конструктивные требования к расположению поперечных
стержней в ребрах панелей и в балках

Q60735 ≤ 0,6 ∙ 0,81 ∙ 49,8 ∙ 24,3 ∙ 100 = 58812,8 Н

b= b_f^I-n∙c,
n = 6 – количество пустот,
с = 0,9 ∙ d = 0,9 ∙ 18 = 16,2,
b = 147 – 6 ∙ 16,2 = 49,8.
Так как условие не выполняется, поперечная арматура определяется расчетом. Для этого предварительно назначается диаметр поперечных стержней dw = 4 мм, класс Bp-Iи шаг S = 13,0 см, Аsw = 0,5 см2.
Для поперечных стержней, устанавливаемых по расчету, должно удовлетворяться условие
,
где qsw - погонное усилие в поперечных стержнях в пределах наклонного сечения (Н/см).
Asw = Asw1 ∙n - площадь сечения поперечной арматуры в см2;
Asw1- площадь сечения одного стержня поперечной арматуры;
n - число хомутов в поперечном сечении; зависит от количества каркасов в панели. В многопустотных панелях каркасы ставятся через одно или в каждом ребре; в ребристой панели - в каждом продольном ребре;
- коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых сечениях, принимаемый не более 0,5.
Asw = Asw1 ∙ n = 0,5 ∙ 4 = 2 см2,
φf = φ_f=0,75 ∙((147-49,8) ∙ 3,5)/(49,8 ∙24,3)=0,2108,
n = 4.
〖 q〗_sw=(265∙2∙100)/13,0≥(0,6 ∙(1+0,2108)∙0,81∙49,8∙100)/2
qsw = 4076,9231 Н/см ≥ 1465,24 Н/см


Длина проекции опасного наклонного сечения (см) на продольную ось элемента (рис. 7)

Рис. 7. К расчету прочности наклонного сечения


Поперечное усилие (Н), воспринимаемое бетоном:
,
где c = cо, округленному до целого числа шагов хомутов (в большую сторону);
φb2= 2 для тяжелого бетона.
c0 = c = 39 см (шаг 13,0 см ∙ 3 = 39 см).
с_0=√((2∙(1+0,2108)∙0,81∙49,8∙〖24,3〗^2∙100)/4076,9231)=√(5768053,98974/4076,9231)=37,614 см
Q_b=(2∙0,81∙49,8∙〖24,3〗^2∙100)/39=122149,67 Н
Поперечное усилие, воспринимаемое хомутами, пересеченными наклонной трещиной, определяется по формуле
Q_sw=q_sw∙c_0.
Qsw = 4076,9231 ∙ 39 = 159000 Н
Проверка прочности наклонного сечения производится из условия
Q≤Q_b+Q_sw

Q60375 ≤ Qb + Qsw
Q60735 ≤ 122149,67 + 159000 = 281149,67 Н – условие соблюдается
Проверка прочности наклонной полосы между трещинами на действие сжимающих напряжений производится из условия
Q≤0,3∙φ_w1∙φ_b1∙R_b∙b∙h_0∙100,
гдеφw1 = 1 + 5 ∙ α ∙ μw (не более 1,3);
α=E_sw/E_b ;
α=(170∙〖10〗^3)/(24∙〖10〗^3 )=7,08.
μ_w=A_sw/(b∙s);
μ_w=2/(49,8∙13)=0,0031.
〖 φ〗_b1=1-0,01∙R_b=1-0,01∙10,35=0,8965;
〖 φ〗_w1=1+5∙7,08∙0,0031=1,10974<1,3;
〖 Q〗_60375≤0,3∙1,10974∙0,8965∙10,35∙49,8∙24,3∙100
〖 Q〗_60375≤373825,356 Н-прочность наклонной полосы обеспечена
3.4.5. Армирование панелей
Рекомендуется для монтажных петель применять арматурную сталь класса А-I. Диаметр петель назначается по требуемой площади поперечного сечения (см2) одной петли, определяемой при условии распределения веса плиты на три петли с учетом коэффициента динамичности 1,4 и коэффициента, учитывающего сгиб петли 1,5.
A_s1=(g_(с.в.)^(∙н)∙b_k∙l_пл∙1,4∙1,5)/(3∙R_s∙0,1),
гдеg_(с.в.)^н-нормативная нагрузка от собственного веса панели в кН/м^2 ;
bк,lк – конструктивная ширина и длина панели в м;
Rs – расчетное сопротивление арматуры класса А-Iв МПа.
lпл = l1 – 2 ∙ ∆ - bp = 5,8 – 2 ∙ 0,03 -0,2 = 5,54 м
〖 A〗_s1=(3,56∙1,5∙5,54∙1,4∙1,5)/(3∙225∙0,1)=62,13/62,5=0,92〖 см〗^2
Принимаются 4 петли Ф12 А-Iс площадью сечения каждой As = 1,131 см2> 0,92 см2.
3.5. Расчет панелей по предельным состояниям второй группы
К трещиностойкости панелей перекрытия предъявляются требования 3-й категории, согласно которым предельно – допустимая ширина продолжительного раскрытия трещин
a_crc2=0,3 мм.
Определение ширины раскрытия трещин и прогибов производится от нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузке γf = 1.
3.5.1. Проверка трещиностойкости
Расчет ширины раскрытия трещин не производится при соблюдении условия
M_r≤M_crc,
где М r - момент внешних сил относительно оси, проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой грани сечения. Для изгибаемого элемента он равен изгибающему моменту с коэффициентом надежности по нагрузке γf = 1, то есть равен М н;
Mcrc- момент, воспринимаемый сечением, нормальным к про¬дольной оси элемента, при образовании трещин и определяемый по формуле
,
гдеМ rp - момент усилия Р относительно той же оси, что и для определения М.
Mr = Mн = 69,98 кН ∙ м.



Для изгибаемых элементов без предварительного напряжения усилие Р рассматривается как внешняя растягивающая силу, определяемая по формуле в Н:
,
где σs и σsI - напряжения в нижней и верхней продольной арматуре, численно равные значениям потерь предварительного напряжения от усадки бетона как для арматуры, натягиваемой на упоры. Для бетонов класса В35 и ниже
σs = σsI =35 МПа.
Здесь и далее предполагается отсутствие сжатой (верхней) арматуры, то есть АsI = 0.
P = (35 ∙ 10,18 + 35 ∙ 0) ∙ 100 = 35630 Н.
Значение Мrp определяется (Н ∙ см) по формуле
,
где еор - эксцентриситет приложения силы Р относительно центра тяжести приведенного сечения (см),
;
r - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки (см), х - (рис. 8);

Для определения геометрических характеристик сечение панели должно быть приведено к эквивалентному по моменту инерции: пустотная панель - к двутавровому.
Приведение должно быть принято в соответствии с рис.9. На рис.8 приведены формулы геометрических характеристик приведенного сечения.

















, (см2)
, (см3); , (см); ;
, (см4)
, (см3); , (см3); .
Рис. 8. Геометрические характеристики приведенных сечений


Рис. 9. Эквивалентные сечения



A_red=A∙b+α∙A_s=2∙b_f^I∙h_f^I+b∙(h_п-2∙h_f^I )+α∙A_s;
Ared = 2 ∙ 147 ∙3,5 + 49,8 ∙ (27 - 2 ∙ 3,5) + (7,08 ∙ 10,18) = 1029 + 996 +72,07 = 2097,07 см2.
S_red=α∙A_s∙(0,5∙h-a)=7,08∙10,18∙(0,5∙27-2,7)=778,4 〖см〗^3.
∆ = S_red/A_red =778,4/2097,07=0,371 см.
Ab = bk ∙ hп - Апуст = 1,5 ∙ 27 – 18,8 = 21,7.
y = 0,5 ∙ h - ∆ = 0,5 ∙ 27 – 0,371 = 13,129.
〖 I〗_red=(b_f^I∙h_п^3)/12-〖(b_f^I-b)∙(h_п-2∙h_f^I )〗^3/12+A_b∙∆^2+α∙A_s∙〖(y-a)〗^2
〖 I〗_red=(147∙〖27〗^3)/12-((147-49,8)∙(27-2∙3,5)^3)/12+21,7∙〖0,371〗^2+7,08∙10,18∙(13,129-2,7)=241116,75-64800+2,987+751,664=177071,401 〖см〗^4.
〖 W〗_red=I_red/y=177071,401/13,129=13487,04 〖см〗^3.
x = h – y = 27 – 13,129 = 13,871.
r=w_red/A_red =13487,04/2097,07=6,431 см.
Момент сопротивления приведенного сечения с учетом неупругих деформаций бетона растянутой зоны (см3)

где γ - коэффициент, учитывающий пластические свойства бетона и зависящий от вида эквивалентного сечения; принимается для двутаврового сечения γ=1,5.
Wpl = Wred ∙ γ = 13487,04 ∙ 1,5 = 20230,56 см3.
〖 e〗_op=([35∙10,18∙(27-13,871-2,7)]∙100)/35630=10,429 см.
Mrp = P ∙ (eop + r) = 35630 ∙ (10,429 + 6,431) = 600721,8 Н ∙ см.
Mcrc = Rbt,ser ∙WpI ∙ 100 - Mrp;
Mcrc = 1,4 ∙ 20230,56 ∙ 100 – 600721,8 = 2231556,6 Н ∙ см.


Mr ≤ Mcrc
69,98 кН ∙ м >22,31 кН ∙ м – необходимо провести расчет ширины раскрытия трещин при продолжительном действии длительных нагрузок.
,
где δ - коэффициент, принимаемый равным 1,0 для изгибаемых элементов;
η - коэффициент, принимаемый равным 1,0 для стержневой арматуры периодического профиля;
φ1 = 1,60-15 при продолжительном действии нагрузок;
- коэффициент армирования сечения, принимаемый равным отношению площади сечении арматуры к площади сечения бетона (при рабочей высоте h0 и без учета сжатых свесов полок), но не более 0,02;
для двутаврового сечения

σsa- напряжение в стержнях крайнего ряда продольной рабочей арматуры;
Еs - модуль упругости арматуры;
d - диаметр арматуры в мм.
= 10,18/(49,8 ∙ 24,3 + (147 – 49,8) ∙(3,5 – 2,7) )=0,000108;
0,000108 < 0,02;
φI = 1,6 – 15 ∙ 0,000108 = 1,59838.
Для определения σsa необходимо подсчитать параметры сечения после образования трещин [2, п.4.28 ]:

Для определения σsанеобходимо подсчитать параметры сечения после образования трещин:


δ=(41,673∙〖10〗^5)/(49,8∙〖24,3〗^2∙15∙100)=4167300/44109603=0,0945
,
,
где М - изгибающий момент, (Н∙см), от постоянных и временных длительных нагрузок при коэффициенте надежности по нагрузке γf = 1, т.е. Мдлн;
ν - коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны; при длительном действии нагрузки ν =0,15. Относительная высота сжатой зоны бетона сечения с трещиной
,
где β = 1,8 для тяжелого бетона;
- коэффициент армирования.
φ_f=((147-49,8)∙3,5+7,08/(2∙0,15))/(49,8∙24,3)=340,2+23,6=363,8/1210,14=0,3
α=0,3∙(1-3,5/(2∙24,3))=0,3∙0,928=0,2784
= 1/(1,8+(1 + 5 ∙ (0,0945 + 0,2784))/(10 ∙ 0,0084 ∙ 7,08)) = 1/6,61655 = 0,151
Высота сжатой зоны (см)
.
см> 3,5 см = h_f^I.
- коэффициент армирования.



Если x>h_f^Iплечо внутренней пары сил определяют по выражению
.
z=24,3∙[1-(3,5/24,3∙0,3+〖0,151〗^2)/(2∙(0,3+0,151) )]=17.
Напряжение в растянутой арматуре в сечении с трещиной:
,
МПа
Мпа
240,8 МПа < 390 МПа
мм.
0,033 мм< 0,3 мм.
3.5.2. Проверка жесткости
Прогиб панели (см) определяется по формуле
,
где для равномерно загруженной свободно опертой балки;
- величина кривизны (1/см);
l0 – расчетный пролет панели в см.
l0= 545 см.
Величина прогиба ограничивается эстетическими требованиями, поэтому расчет прогибов производится на длительное действие постоянных и длительных нагрузок
,
где М - изгибающий момент от постоянных и длительных на¬грузок при γf =1, т.е. Mдлн;
z, φf, ξ - параметры сечения с трещиной в растянутой зоне при действии момента от постоянных и длительных нагрузок при
γf = 1; ν = 0,15;
ψb = 0,9 - коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна бетона по длине участка с трещинами;
ψs - коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона на участке с трещинами:
,
гдеφls= 0,8 при длительном действии нагрузок;

.
.
см.
[f] = l0/200 = 545/200 = 2,725 см.
2,2277 см < 2,725 см – условие выполняется.
Если при расчете коэффициент ψs получится больше 1,0, то принимается ψs = 1,0.
Значение fm не должно превышать предельно-допустимых величин. Если значение fm больше предельно-допустимых, необходимо увеличить площадь сечения растянутой арматуры или повысить класс бетона.

Библиографический список
Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. вузов/ В.М. Бондаренко и др. – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: 2002.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996.

© Copyright 2012-2020, Все права защищены.