5. Розрахунок похилого перерізу по міцності

Q=72.017кН. Визначаємо проекцію розрахункового січення на повздовжню вісь. Вплив звісів стиснених полок (при двох ребрах)

ϕ_f=2·0.75·(3· h_f’) ·h_f’/(b· h₀)= 2·0.75·(3·6) ·6/(18·120,5)=0.075

Визначаємо суму коефіцієнтів

(1+ ϕ_f+ ϕ_n)=1+0.075+0=1.075<1.5

Приймаємо 1.5

B_b= ϕ_b2(1+ ϕ_f+ ϕ_n) ·R_bt· ɣ_b2·b· h₀²=2·1.5· 0.9·(100)· 18·120,5²·1.05=740·10⁵ Н·см

В розрахунковому похилому січенні

Q_b=Q_sw=Q/2, тому

с= B_b/0.5·Q=740·10⁵/0.5·72.017=1714 см > 2 h₀=120.5·2=241 см

приймаємо с=2 h₀=120.5·2=241 см

Поперечне зусилля Q_b, яке сприймається

Q_f= B_b/c=740·10⁵/241=308 кН, що більше ніж 72.017кН, тобто поперечна арматура не натягнута.

Приймаєм конструктивно поперечні стержні Ø 6 А-І, А_sw=0.283 см². Крок поперечних стержнів з конструктивних міркувань S≤h/2=130/2=65 см і не більше S=50.

6. Визначення міцності обриву в прольоті повздовжних стержнів

В польоті допускається обривати не більше 50% розрахункової площі січення стержнів, вирахуваних по максимальному згинаючому моменту. При цьому в кожному шостому зварному каркасі не менше не менше одного повздовжнього стержня повинно бути зведено за грань опори. За грань опори заводять по одному стержню діаметром 18 мм у кожному каркасі К-1, в нього А_s1=2·2.6=5.2 см². Висота стержневої зони

х= R_s· А_s1/( ɣ_b2· R_b· b_f’)= 365·5.09/(0.9·14.5·139)=1.024 см

Момент, сприйнятий січенням з арматурою 2 Ø 18 А-ІІІ.

М_у ·Q_у-0.5· q·y²=0,5· q· l₀·y-0.5·q· y²=(1)

z_b=h-0.5·x=120,5-0.5·1.024=120 см

М_у=R_s·A_s1·z_b=365·100·5.09·120=222.94 кН·м

Визначаємо місце поперечного обриву повздовжньої арматури з умови (1)

222.94=86.3·у-0.5·27.37· y²

13.685· y²+83.6·у-222.94=0

у_1,2=

у₁=8.1 м у₂=-2 м

Оскільки проліт має менше ніж 8.1 м, а відємне число не задовільняє, обриву не буде.

7. Рорзрахунок плити панелі

= =1.51<2

Визначення навантажень і зусиль. Власна висота конмтрукції підлоги

нормативна qⁿ=300+1000+400=1700 Н/м²

розрахункова q=330+1200+520=2050 Н/м²

Власна вага плити

нормативна pⁿ=0.06·25000=1500 Н/м²

розрахункова p=1.1·1500=1650 Н/м²

Сумарне рівномірно розподілене навантаження

нормативне (qⁿ+ pⁿ)=1700+1500+9400=12600 Н/м²

розрахункове (q+p)=2050+1650+11280=14980 Н/м²

Визначаєм згинальні моменти методомграничної рівноваги. Моменти в в середньому полі нерозрізної плити при =1.51<2 можна прийняти

М₁=М₁=М₁^'

М_n=М_n^' =0.75·М₁

М₂=0.5·М₁

З основного рівняння випливає

[[η(q+p)l²/12](3l₂-l₁)]=2H₁-H₂+M₁+M₁`+M<sub>n</sub>+M<sub>n</sub>`

Приймаючи коефіцієнт η=1, який враховує вплив розпору в залежності жорсткості оточуючих ребер і відношення для прийнятих співвідношень моментів знаходимо момент М₁ на полосу шириною 1 м в напрямку коротшої сторони (при ɣ_n=0.95)

М₁= ɣ_{n =} 0.95 =348.74 Н·м

те саме в напрямку довгої сторони

М₂=0.5·М₁=0.5·348.74=174.37 Н·м

М_n=M_n’=0.75·M₁=0.75·348.74=261.55 Н·м

В крайніх точках згинаючі моменти приймають по середньому полю.

Визначивши площу січення армaтури на 1 м плити в напрямку коротшої сторони при h₀=h-a=6-1.5=4.5 см.

A_S1 = = 0.212 см

Приймаємо рухому сітку 5 з арматури класу Вр-І діаметром 3 мм.

Шириною 1100 мм з поперечною робочою арматурою A_S1 = 0.212 см² при кроці S = 300 мм. В напрямку довшої сторони A_S = 0,5· A_S1 = 0.106 см², з конструктивних міркувань приймаємо A_S2 = A_S1 = 0.212 см².

Для сприйняття опорних моментів М₁ і М₇', які рівні М₁, укладаємо конструктивну сітку з шириною 500 мм з ᴓ 3 Вр-І з перетинами на повздовжньому ребрі. Поперечні сторони сітки 3 з перепускають в сітку на довжину 0,2l₁ = 200 мм.