Проектирование конструкций одноэтажного производственного здания

828

279

915

309

1002

- от разности температур натянутой арматуры в зоне нагрева и упоров, восприминающих усилие натяжения при прогреве бетона

д₂ = 1,25?t = 1,25*65 = 81 Мпа

- от деформации анкеров натянутой арматуры



Где ?l = 1,25+0,15d = 1,25+0,15*25 = 5 мм-смещение натягиваемых стержней в инвертарных зажимах

L = 25000мм-длина натягиваемых стержней

Определение параметров предварительного напряжения.

6.1.5 Расчет прочности наклонных сечений

Часть поперечной силы Q_d, воспринимаемую диафрагмами определяют по формуле

Где Q_x- поперечная сила в рассматриваемом сечение панели, M_x-изгибающий момент в том же сечении, z- плечо внутренний пары сил в том же сечении, ц_x-угол наклона оси оболочки в том же сечении.

К расчету прочности наклонных сечений

Расчетные параметры	Размерность	Значения в расчетных параметров
		0,6	1,0	1,4	2,0
Qx = Qmax-qx = 131-4,94*3*х	кН	167	161,2	155,3	146,4
Mx = Qmaxx-0,5qx2	кНм	102,9	168,5	231,9	322,4
Наклон оболочки tgц = y/x		0,157	0,154	0,151	0,147
Наименьшая суммарная толщина стенок диафрагм b = 2b1	мм	200	100	100	80
h0 = y+hsup-a = y+130	мм	294	354	412	494
z = h0-h3-4/2	мм	257	329	394	479
Поперечная сила в диафрагмах Qd	Н	104,1	82,3	66,4	47,5
Горизонтальная проекция расчетного наклонного сечения с = х	мм	600	1000	1400	2000
Для всех сечений bf-b>3hf Поэтому принимаем bf-b = 3hf	мм	225	150	111	90
цf = 0,75(bf-b)hf/(bh0)?0,5	-	0,215	0,159	0,074	0,05
цn = 0,1P2/(гb2bRbrh0)?0,5	-	0,5	0,5	0,5	0,5
k = (1+ цf+ цn)?1,5	-	1,5	1,5	1,5	1,5
Mb = цb2kгb2Rbt bh02	кНм	56	40,6	55	63,2
Qb,min = цb3kгb2Rbt bh02	кН	57,2	34,4	40	38,4
q1 = g+s/2 = 3,61*3+0,5*1,33*3 = 12,83	кН/м	12,83	12,83	12,83	12,83
	кН	53,6	45,6	53	57
Qb1/0,6	кН	89,3	76	88,3	95
При Qd>Qb1/0,6, qsw = (Qd-Qb1)2/Mb	кН/М	46	33	-	-
При Mb/h0+Qb1>Qd>Qb1/0,6, qsw = (Qd2-Qb12)/4Mb	кН/м	-	-	7,3	-
qsw? (Qd-Qb1)/2h0	кН/м	86	52	16,3	-
qsw? qsw,min? Qb,min/2h0	кН/м	97,3	48,6	48,5	39
Smax = цb4kгb2Rbt bh02/Qd	мм	269	247	414	666

В соответствии с конструктивными требованиями принимаем шаг хомутов S₁ = 150мм на приопорных участках длиной l₁ = 0,1l₀ = 0,1*23,7 = 2,4м. Тогда требуемая площадь сечения хомутов при наибольшем значении интенсивности поперечного армирования q_sw = q_sw,min = 97,3кН/м.

A_sw = q_swS1/R_sw = 97,3*150/285 = 51,2мм²

Принимаем хомуты из стержней Ш6 A-400(A_sw = 57мм², при числе хомутов в сечение n = 2) и располагаем их с шагом 150 мм на приопорных участках диафрагм длиной по 2,4 м. На остальной части пролета панели в вертикальных ребрах жесткости диафрагм устанавливаются стержни подвески Ш10 A-400.

6.1.6 Расчет поля оболочки на изгиб между диафрагмами

Расчет сводится к определению изгибающей нагрузки q_b, передающейся на диафрагмы при изгибе оболочки, для разных схем загружения временной (снеговой) нагрузкой и наиболее неблагоприятного влияния усилия предварительного напряжения. Найденная нагрузка сравнивается с несущей способностью оболочки в предельном состоянии, т.е. при ее изломе.

Равномерное загружение панели полной нагрузкой.



Исходные данные для расчета

Полная расчетная нагрузка: q = s+g = 3,61+1,33 = 4,94 кН/м²

д_sp = 1,1*745 = 820мПа; г_sp = 1,1; P₂ = 1002 кН; д_los = 309Мпа

z₀ = 1135мм, y₀ = 372мм, e_op = 763 мм, b₀ = B = 3м, b_f = 2940мм

h_f = 30мм, А_sp = 1964мм², б = 6,55

Вертикальные нагрузки на 1 м², эквивалентная по нормальной силе воздействию усилия обжатия P₂

Коэффициент влияние формы сечения панели

X = b_f h_f z₀ y₀/I_red = 2940*30*1135*372/4619*10⁷ = 0,806

Предельная нагрузка, воспринимаемая панелью в состояние предельного равновесия

Выгиб панели от сил предварительного напряжения

Прогиб панели в предельном состояние по прочности

Расчетный прогиб при нагрузке 1,4(g+s)

Расчетная нагрузка на 1м² ,приложенная непосредственно к оболочке, с учетом её собственного веса, но за вычетом веса диафрагм

q_m = (0,75+0,0825)*1,1+(0,11+0,44+0,74)+1,33 = 3,54 кН/м²

где (0,75+0,0825) - вес полки и ее вутов

(0,11+0,44+0,74) - вес кровли

Расчетная изгибающая нагрузка на 1м², передаваемая на диафрагмы за счет изгиба оболочки

Загружение постоянной нагрузкой g и снеговая s₁, расположенная на левой стороне пролета

Отношение снеговой и постоянных нагрузок

г = s/g = 1,33/3,61 = 0,37

Заменяющая нагрузка

q_s = g+s/2 = 3,61+1,33/2 = 4,28 кН/м²

Расчетный прогиб панели в середине пролета при действие заменяющей нагрузке q_s

Расчетная изгибающая нагрузка на 1м², передаваемая на диафрагмы при одностороннем загружении оболочки снегом.

На правой половине пролета панели, где снеговая нагрузка отсутствует, создается отрицательная (направленная вверх) изгибающая нагрузка, которую определяем при коэффициенте точности натяжения P₂ = 828кН, д_sp = 0,9*745 = 670Мпа, д_los = 249 Мпа

1. Вертикальная нагрузка, эквивалентная по нормальной силе, возникающей в оболочке от предварительного напряжения

Выгиб панели от предварительного напряжения

2. Прогиб панели вначале текучести арматуры диафрагм

3. Расчетный прогиб при снеговой нагрузке на левой половине пролета

4. Нагрузка, приложенная непосредственно к оболочке на правой половине пролета

q_m = 0,916+1,29 = 2,2 кН/м²

5. Расчетная изгибающая нагрузка на 1м², передаваемая на диафрагмы за счет изгиба оболочки на правой половине пролета панели.

Таким образом, наибольшая изгибающая нагрузка, передаваемые на диафрагмы, соответствует загружению снегом левой половины пролета и составляет q_b,max = q_b,l = 0,97кн/м².

Подбор сечения арматуры оболочки.

Момент от наибольшей изгибающей нагрузки q_b,max с учетом перераспределения усилий при изломе оболочки.

M = q_b,maxl_o5²/16 = 0.97*2.2² /16 = 0.293 кНм/м

Где l_o5 = 2940-2*(150+220) = 2200мм = 2,2м - пролет оболочки в свету между вутами.

Подберем площадь сечения арматуры на I м ширины оболочки, полагая, что армирование будет производиться сеткой из обыкновенной арматурной проволоки Ш 5Вр-500(R_s = 360МПа)

1. h₀ = h_f/2 = 30/2 = 15мм

2. б_m =

3.

4.

Можно принять 4 Ш 5 Вр-500 (A_s = 78,5 мм²) с шагом 250мм. Однако по п. 5.36 [4] в плитах толщиной до 150 мм шаг стержней должен быть не более 200 мм, поэтому принимаем на 1м ширины оболочки 5 Ш 5 Вр-500 с шагом 200 мм (А₅ = 98,2 мм²); процент армирования = 98,2 / 150 = 0,65% > 0,3%. Эта арматура устанавливается в оболочке поперек пролета панели.

В продольном направлении достаточно принять конструктивную арматуру по минимальному проценту армирования.

A_s = 0.002bh₀ = 0.002*1000*15 = 30мм²

Принимаем на 1м пролета оболочки 5 Ш3 Вр-500 (A_s = 36 мм²)

Найдем величину предельной изгибающей нагрузки, которую способна воспринять оболочка с принятым армированием

Несущая способность оболочки обеспечена.

Проверка прочности сопряжения оболочки с диафрагмой.

Проверяются на изгиб сечения 1-1 и 2-2 (рис- 5.20) при действии на оболочку расчетных изгибающих нагрузок, найденных выше. Изгибающие моменты M_I и М_II в этих сечениях принимаются одинаковыми и определяются по формуле

Момент M₁ воспринимается поперечной арматурой сетки оболочки, где на 1м предусмотрено 5 Ш 5 Вр-I (А₅ = 98,2мм²). Тогда предельный момент, воспринимаемый сечением 1-1

Где

h₀ = h-15 = 75-15 = 60мм -рабочая высота сечения 1-1



Следовательно, несущая способность вута достаточна и дополнительное армирование его не требуется. По конструктивным соображениям в вутах устанавливаем сетки из Ш 5 Вр-500.

Момент M₂ воспринимается вертикальными стержнями - подвесками, расположенными в ребрах жесткости диафрагм(по два стержня Ш10 А-400 в каждом ребре). Тогда при b = 12b₁ = 12*40 = 480мм и h₀ = 150/2 = 75 мм в сечение 2-2

Высота сжатой зоны бетона

Несущая способность сечения

6.1.7 Расчет КЖС по II-ой группе предельных состояний

Расчет выполняется на усилил от нагрузок с коэффициентом надежности г_f = l и с коэффициентом точности натяжения г_sp = 1.

Расчет по образованию нормальных трещин.

Рассматривается сечение в середине пролета панели

Исходные данные

Изгибающий момент от расчетных усилий M_n = 855кНм

Усилия обжатия с учетом всех потерь P₂ = 915кН

Эксцентриситет усилий обжатия e_op = 763 мм

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней грани

W_red,b = 56,8*10⁶мм³

то же, для крайнего верхнего волокна

W_red,l = 119,4*10⁶мм³

1. Максимальное напряжение в сжатой зоне бетона в стадии эксплуатации

2. Коэффициент, учитывающий неупругие деформации сжатого бетона

принимаем 1

3. Расстояние от центров тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки.

4. Упругопластический момент сопротивления по нижней грани сечения панели

5. Момент образования нормальных трещин

= 1061кНм

Поскольку M_crc = 1061>M_n = 855 кНм, то при эксплуатационной нагрузке нормальные трещины не образуются

Определение прогиба панели

Исходные данные для вычисления прогиба те же. Прогиб определяется с учетом длительного действия нагрузки и предварительного напряжения по формуле

Где q_sh = 0,475 кН/м²-кратковременная часть нагрузки, q₁ = 3,6 кН/м²-постояная и длительно действующая нагрузки

Эквивалентная по моменту в середине пролета равномерно распределенная нагрузка от сил предварительного напряжения

Мпа - сумма потерь предварительного напряжения от быстронатекающей ползучести, усадки и ползучести бетона на уровне предварительного напряжения арматуры, - то же на уровне крайнего сжатого волокна бетона, ц_b2 = 2, ц_b1 = 0,85.

Определим потери входящее в сумму д¹

1. Напряжение в крайнем верхнем волокне бетона при обжатии панели

Сжатие

2.

3.

4.

5.

Прогиб панели

Что меньше предельно допустимого прогиба [f_lim] = l₀/250 = 23700/250 = 95 +мм, т.е. жесткость панели достаточна.



Список используемой литературы

1. СНиП 2.03.01-84* «бетонные и железобетонные конструкции»

2. СНиП2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»

3. Байков В.Н. Сигалов Э.Е. «Железобетонные конструкции». 1987 г. М.: высш. шк.

4. Бондаренко В.Н. Суворкин Д.Г. «Железобетонные и каменные конструкции» М.: высш. шк. -1987г.

5. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций: учебник пособие / Под. Ред. Е.А. Попова. М.: Стройиздат. 1989 г.

6. А.И. Заикин «Железобетонные конструкции одноэтажных промышленных зданий» М; Высш.шк -2002 г.

Размещено на Allbest.ru