ІІ.11. Розрахунок міцності похилих перерізів

Опора А

Максимальна перерізуюча сила на опорі А зліва Q_A=414,08кН, b_w=350мм, h=700мм, f_cd=19,5МПа, f_ck,prism=25,5МПа, f_yd=435МПа, f_ywd=300МПа, γ_c=1,3.

V_Ed=Q_A-V_sw=414,08-265,165=148,91кН,де V_sw=A_sw•f_ywd•sin45^◦=1250•300•sin45^◦=265,165кН.

Робоча висота перерізу головної балки на опорі d=662мм.

k=1+√200/d=1+√200/660=1,55‹2,0

Процент армування повздовжньої арматури:

p₁=A_S/b_w•d=3137/350•660=0,013; приймаємо p₁=0,013

σ_cp=N_Ed/A_c=0, так як N_Ed=0

С_Rd=0,18/γ_c=0,18/1,3=0,138

Розрахункова величина опору зсуву бетонного перерізу

V_Rd,c=(C_Rd,c•k•(100•p₁•f_ck,prism)^1/3+k₁•σ_cp)•b_w•d=(0,138•1,55•(100•0,013•25,5)^1/3+0,15•0)•350•660= =158726,92H=158,72кН

V_Ed=148,91‹V_Rd,c=158,72;

Спроможність бетону сприймати зсув:

V_min=0,035•k^3/2•f_ck,prism^1/2•b_w•d=0,035•1,55^3/2•25,5^1/2•350•660=78785,74H

V_Ed=148,91кН‹V_min=78,78кН;

Поперечну арматуру встановлюємо конструктивно з процентом армування:

P=A_sw/(b_w•s)=157/(350•400)=0,0011

P_min=(0,08•√f_cd)/f_yd=(0,08•√19,5)/435=0,0008

P=0,0011›P_min=0,0008

Призначаємо діаметр поперечних стержнів ⌀_{попер.ст.}=10мм, кількість стержнів у перерізі n=2, отже площа поперечних стержнів у перерізі A_sw=157мм².Крок поперечних стержнів приймаємо S=400мм.

Опора В

Максимальна перерізуюча сила на опорі В зліва V_Ed=444,64кН, b_w=350мм, h=700мм, f_cd=19,5МПа, f_ck,prism=25,5МПа, f_yd=435МПа, f_ywd=300МПа, γ_c=1,3.

Робоча висота перерізу головної балки на опорі d=640мм.

k=1+√200/d=1+√200/640=1,56‹2,0

Процент армування повздовжньої арматури:

p₁=A_S/b_w•d=2473/350•640=0,01; приймаємо p₁=0,01

σ_cp=N_Ed/A_c=0, так як N_Ed=0

С_Rd=0,18/γ_c=0,18/1,3=0,138

Розрахункова величина опору зсуву бетонного перерізу

V_Rd,c=(C_Rd,c•k•(100•p₁•f_ck,prism)^1/3+k₁•σ_cp)•b_w•d=(0,138•1,56•(100•0,01•25,5)^1/3+0,15•0)•350•640= =141937,917H=141,94кН

V_Ed=444,64›V_Rd,c=141,94; поперечну арматуру підбираємо за розрахунком.

z=0,9•d=0,9•640=576мм

а_cw=1; так як N_Ed=0

Коефіцієнт зниження міцності бетону при зсуву

ν₁=0,6•(1-f_ck,prism/250)=0,6•(1-25,5/250)=0,538

Визначаємо V_Rd,maxпри значенні θ=45⁰

V_{Rd,max(45◦)}=а_cw•b_w•z•ν₁•f_cd/(ctgθ+tgθ)=1•300•576•0,538•19,5/(ctg45⁰+tg45⁰)=1057492,8H

V_Ed=444,64‹V_{Rd,max(45◦)}=1057,49

Визначаємо V_Rd,maxпри значенні θ=21,8⁰

V_{Rd,max(21,8◦)}=а_cw•b_w•z•ν₁•f_cd/(ctgθ+tgθ)=1•350•576•0,538•19,5/(ctg21,8⁰+tg21,8⁰)=729305,379H

V_{Rd,max(21,8◦)}=729,30›V_Ed=444,64 шукаємо арматуру A_sw при куті θ=21,8⁰; призначаємо діаметр поперечних стержнів ≥⌀_{повзд.ст.}/4=25/4=7мм; призначаємо ⌀_{попер.ст.}=10мм, кількість стержнів у перерізі n=2, отже площа поперечних стержнів у перерізі A_sw=157мм²

Крок поперечних стержнів:

S=A_sw•z•f_ywd•ctg21,8⁰/V_Ed=157•576•300•ctg21,8⁰/444640=152,53мм.

Приймаємо S=150мм.

Процент армування поперечної арматури:

p=A_sw/S•b_w=157/150•350=0,0030

Мінімальний процент армування поперечної арматури:

p_min=(0,08•√f_cd)/f_yd=(0,08•√19,5)/435=0,0008

p=0,0030›p_min=0,0008

ІІІ.3.5. Розрахунок на відрив

У місцях примикання другорядних балок з ціллю попередження відриву розтягнутої зони головної балки встановлюється додаткова арматура. Переріз арматури по довжині ділянки визначаємо виходячи з опорної реакції другорядної балки

Q=Q_В^лів+Q_В^пр=175,02+164,87=339,89кН.

Площа перерізу поперечної арматури

A_S=Q•(1-h_S/d)/f_ywd

де h_S – відстань від центра ваги розтягнутої зони до точки прикладення рівнодійної стиснутої зони другорядної балки – х/2, де х – висота стиснутої зони на опорі другорядної балки,

х=ζ•d_д.б.=0,35•350=122,5мм.

Тоді

h_S=d_г.б.-(h_д.б.-х/2)=660-(400-122,5/2)=321,25мм,

A_S=339,89•10³•(1-321,25/660)/300=581,50мм²,

довжина зони відриву

l_f=2h_S+b_д.б.=2•321,25+350=992,5мм.

На ділянці довжиною 992,5мм знаходяться 2 поперечні стержні ∅10мм. Площа перерізу цих стержнів 157мм².

А_SW=581,5-157=424,5‹581,5мм².

В кожному додатковому каркасі приймаємо по 3 стержні А500С, діаметром 10 мм, тоді їх площаА_SW=235 що більше необхідної за розрахунком.

Рис. ІІІ.14. Схема для розрахунку залізобетонних елементів на відрив

IІІ. Розрахунок колони першого поверху

Висота поверху Н_пов=4,8м. Верхня грань обрізу фундаменту знаходиться на відмітці 0,8м. Тоді висота колони І-го поверху Н_С=4,2+0,8=5,0м.

На колону першого поверху передається навантаження з кожного перекриття з вантажної площі

А=l_д.б.×l_г.б.= =43,23м².

Розрахункова схема і навантаження

Розрахункова довжина колони

l₀=0,7•Н_С=0,7•5,6=3,92м.

Поперечний переріз колони квадратний з попередньо прийнятими розмірами

h_с×b_с=400×400мм.

Гнучкість колони

λ=l₀/h_с=3,92/0,4=9,8≈10.

Постійне і корисне (тривале і короткочасно діюче) навантаження на колону приходяться з навантаженої площі А=43,23м² від маси елементів міжповерхового ребристого перекриття:

- плити і конструкції підлоги

qA=3,639•43,23=157,31кН,

де q=3,639кН/м² згідно таблиці ІІ.1.

- трьох другорядних балок

(h_д.б.-h_f)b_д.б.l_д.б.ρ•9,81•γ_nγ_fn=(0,40-0,08)•0,35•6,6•2,5•9,81•1,0125•1,1•3=60,57кН;

- одної головної балки

(h_г.б.-h_f)b_г.б.l_г.б.ρ•9,81•γ_nγ_fn=(0,7-0,08)•0,35•6,6•2,5•9,81•1,0125•1,1•1=39,12кН.

Разом

 G₁=157,31+60,57+39,12=257,004кН.

Навантаження від покриття

G₂=0,8G₁=0,8•257,004=205,603кН.

Для врахування від маси колони вищих поверхів приймаємо 400×400мм.

Тоді маса колони

G₃=h_сb_с(H_пов­-h_г.б.)ρ•9,81•γ_nγ_f=0,4•0,4•(4,8-0,7)•2,5•9,81•1,0125•1,1=17,918кН.

Розрахункове тривале навантаження

v_pl=(v_n^pl-v_n^el)Aγ_ff_n=(25-1,5)•43,23•1,0125•1,2=1234,324кН,

де v_n^el – маса людей, ремонтних матеріалів в зонах обслуговування і ремонту обладнання v_n^el=1,5кН/м².

Розрахункове короткочасне навантаження при γ_f=1,3

v^el=1,5•43,23•1,0125•1,3=85,352кН,

від снігу з повним нормативним значенням

s=s₀γ_fАγ_n=1,34•1,4•43,23•1,0125=82,113кН;

де s₀ – нормативне значення ваги снігового покриву, s₀=1,34 кН/м² згідно ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження і впливи» як 4-го снігового району України, в якому передбачається будівництво, а саме – в м. Ужгород.

Розрахункове тривале навантаження від снігу з врахуванням коефіцієнта 0,3

S_pl=1,34•0,3•1,4•43,23•1,0125=24,633кН.

Постійні розрахункові навантаження на колону І-го поверху від трьох перекриттів і покриття

3•(157,31+60,57+39,12)+205,603=976,615кН;

від трьох вище розташованих колон

Н=4,8-0,7=4,1м,

від колони І-го поверху

Н=5,6-0,8=4,8м

3•17,918+0,4•0,4•4,8•2,5•9,81•1,0125•1,1=74,732кН.

Загалом постійні навантаження

G=976,615+74,732=1051,346кН.

Розрахункове тривало діюче навантаження від тимчасового навантаження з трьох перекриттів

v_pl=3•1234,324=3702,972кН.

Розрахункове тривало діюче снігове навантаження

S_pl=24,633кН.

Розрахункове короткочасно діюче навантаження від троьох перекриттів

v_el=85,352•3=256,056кН.

Розрахункове снігове короткочасно діюче навантаження

S_el=82,113кН.

Комбінації навантажень:

Розрахунок колон виконуємо з врахуванням найбільш несприятливих сполучень навантажень.

Перші основні сполучення розрахункових навантажень включають в себе:

G – постійне, v_plΨ₁ – тривале (тимчасове, тривале), S_plΨ₁ – тривале снігове,v_elΨ₂ – короткочасне.

Другі основні сполучення: G – постійне, v_plΨ₁ – тривале (тимчасове, тривале), v_elΨ₂ – короткочасне, S_plΨ₂ – короткочасне снігове, де Ψ₁ і Ψ₂ – коефіцієнти, які відповідно дорівнюють 0,95 і 0,9.

Навантаження при першому сполученні:

N=1051,346+3702,972•0,95+24,633•0,95+256,056•0,9=4823,021 кН,

при другому сполученні:

N=1051,346+3702,972•0,95+256,056•0,9+82,113•0,9=4873,52кН.

Для розрахунку приймаємо навантаження другого сполучення N=4873,52кН.

Визначення розмірів перерізів колони

Приймаємо поздовжню арматуру А500С, бетон С30/35, відсоток армування μ=0,012, тоді площа перерізу колони

A_c=N/(ϕ(f_cd+μf_yd))=4873,52•10³/(1•(19,5+0,012•435))=197148,867мм².

Сторона квадратного перерізу колони

h_c=√A_c=√197148,867=444,014мм.

Приймаємо розміри перерізу 400×400мм.

Площа перерізу поздовжньої робочої арматури

Передбачаємо випадок малих ексцентриситетів, тоді:

N_Ed=ξ_eff•d•b•f_cd - з цього рівняння отримаємо:

ξ_eff=N_Ed/(d•b•f_cd)=4873,52•10³/(360•400•19,5)=1,73

приймаємо ξ_eff=1

ξ_eff,lim=ε_cu3/(ε_cu3+ε_s0)=0,00293/(0,00293+0,0021)=0,58

ξ_eff=1>ξ_eff,lim=0,58 - умова ξ_eff≤ξ_eff,lim не виконується; маємо випадок малих ексцентриситетів і припущення що ξ_eff=1 є невірним.

Площу арматури шукаємо з виразу:

А_S=[N_Ed•e_S1-ξ_eff•(1-0,5•ξ_eff)•b•d²•f_cd]/[f_yd•(d-а₂)]=[4873,52•10³•260-0,83•(1-0,5•0,83)× ×400•360²•19,5]/[435•(360-40)]=5576,74мм².

-де ξ_eff=0,83 приймаємо за табл. 8.2 по

α_c,eff=N_Ed•e_S2/(b•d²•f_cd)=4873,52•10³•60/(400•360²•19,5)=0,289 та а₁/d=40/360=0,111

e_S1=0,5•h+e-а₁=0,5•400+100-40=260мм, e_S2=0,5•h-e-а₂=0,5•400-100-40=60мм.

Приймаємо 4 стержні ∅28 А500С і 4 стержні ∅32 А500С.

Коефіцієнт армування μ=А_S/b•h=5680/400•400=0,0355, що відрізняється від прийнятого μ=0,035 на 6,452%<50%.

Колону армуємо просторовими каркасами, які складаються з двох плоских каркасів КР-1, з’єднаних поперечними стержнями.

Призначаємо діаметр поперечних стержнів ≥⌀_{повзд.ст.}/4=28/4=7мм; призначаємо ⌀_{попер.ст.}=7мм. Поперечні стержні з'єднуються з повздовжніми з кроком не більше 20d=20•28=560мм. Крок поперечних стержнів повинен бути не більше меншого розміру сторони колони. Приймаємо крок поперечних стержнів 400мм, діаметр поперечних стержнів 7мм із арматури А400С.

При глибині закладання фундаменту на відмітці 2м він бетонується з підколонником до відмітки -0,05. Поздовжні стержні колони стикуються з арматурою підколонника за допомогою додаткових стержнів ∅32 А500С. Довжина стику поздовжньої арматури колони з додатковими стержнями

l_ан=20d=20•32=640мм.

Тоді довжина додаткових стержнів l_д=l_ан•2=640•2=1280мм.

Приймаємо довжину додаткових стержнів l_д=1280мм. Крок поперечних стержнів в зоні стику поздовжньої арматури приймається не більше 10d (d – діаметр поздовжньої арматури), s=10•28=280мм, приймаємо рівним 200мм.

Рис. ІІІ.1. Армування колони зварними каркасами

Рис. ІІІ.2. Армування колони окремими стержнями

ІV. Розрахунок фундаменту

ІV.1. Визначення навантаження:

Навантаження від колони на фундамент при  для знаходження лінійно-допустимої висоти фундаменту приймаємо з розрахунку стійкості колони: N=1824,751кН. Навантаження від колони на фундамент при  для знаходження розмірів площі підошви:

=4297,197кН.

Визначення розмірів фундаменту:

Задаємось умовами: глибина закладання фундаменту H=2,0м, бетон С20/25, умовний розрахунковий опір грунту R=0.35 МПа.

Площа і розміри сторін квадратного фундаменту:

= =13,861м²;

L_ф=В_ф= = =3,6м.

Приймаємо розміри підошви фундаменту:

L_фхВ_ф=3600х3600, тоді А_ф=L_ф∙В_ф=3,6∙3,6=13,69м²;

V.2. Розрахунок тіла фундаменту

Висоту фундаменту визначаємо з розрахунку на його продавлювання:

1) При куті :

Приймаємо ;

Розв’язавши квадратне рівняння отримаємо:

. Примаємо

2) При куті :

Розв’язавши квадратне рівняння отримаємо:

. Примаємо

Остаточно приймаємо

Тоді ;

Приймаємо ;

 – приймаємо 3 сходинки.

Підбір арматури підошви фундаменту:

Приймаємо , площею , крок – 200мм.

Оскільки межі продавлювання не входять межі основи фундаменту - збільшуємо площу до 3600х3600. Звідси виходить, що необхідно прийняти не одну, а чотири сітки.

Рис. ІV. Армування в’язаними і зварними сітками

Перелік літератури

1. ДСТУ 3760-06 Прокат арматурный для железобетонных конструкций. Общие технические условия.

2. ДБН В.2.6-98 2009 Бетонні та залізобетонні конструкції.

4. Залізобетонні конструкції. Підручник /А.Я. Барашиков, Л.М.Буднікова, Л.В, Кузнєцов та ін. За ред. А.Я. Барашикова.– К: Вища школа, 1995.– 591с.

5. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс.– М.: Стройиздат, 1991.– 768с.

6. Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование/ Под ред. А.Я. Барашикова.– К.: Вища школа, 1987.– 416с.

7. Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие/ А.Б. Голышев, В.Я. Бачинський и др. Под ред. А.Б. Голышева, 2-е изд., перераб. и доп.­- Киев: Будівельник, 1990.– 544с.

8. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения.­– М: Стройиздат, 1989.– 65с.

9. Рекомендации по применению арматурного проката ДСТУ 3760-98 при проектировании и изготовлении железобетонных конструкций без предварительного напряжения арматуры.– К.: Госстрой Украины, 2002.

10. Методические указания по расчету конструированию монолитного железобетонного ребристого перекрытия с балочными плитами. Ч.1 и ч.2/ Сост. Е.Ф. Лысенко, А.Я. Барашиков.– К.: КИСИ,– 1990.

 

---

Дата добавления: 2018-02-18; просмотров: 652; Мы поможем в написании вашей работы!

Поделиться с друзьями:

---

---

Мы поможем в написании ваших работ!