ІІ.11. Розрахунок міцності похилих перерізів
Опора А
Максимальна перерізуюча сила на опорі А зліва QA=414,08кН, bw=350мм, h=700мм, fcd=19,5МПа, fck,prism=25,5МПа, fyd=435МПа, fywd=300МПа, γc=1,3.
VEd=QA-Vsw=414,08-265,165=148,91кН,де Vsw=Asw•fywd•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=AS/bw•d=3137/350•660=0,013; приймаємо p1=0,013
σcp=NEd/Ac=0, так як NEd=0
СRd=0,18/γc=0,18/1,3=0,138
Розрахункова величина опору зсуву бетонного перерізу
VRd,c=(CRd,c•k•(100•p1•fck,prism)1/3+k1•σcp)•bw•d=(0,138•1,55•(100•0,013•25,5)1/3+0,15•0)•350•660= =158726,92H=158,72кН
VEd=148,91‹VRd,c=158,72;
Спроможність бетону сприймати зсув:
Vmin=0,035•k3/2•fck,prism1/2•bw•d=0,035•1,553/2•25,51/2•350•660=78785,74H
VEd=148,91кН‹Vmin=78,78кН;
Поперечну арматуру встановлюємо конструктивно з процентом армування:
P=Asw/(bw•s)=157/(350•400)=0,0011
Pmin=(0,08•√fcd)/fyd=(0,08•√19,5)/435=0,0008
P=0,0011›Pmin=0,0008
Призначаємо діаметр поперечних стержнів ⌀попер.ст.=10мм, кількість стержнів у перерізі n=2, отже площа поперечних стержнів у перерізі Asw=157мм2.Крок поперечних стержнів приймаємо S=400мм.
Опора В
Максимальна перерізуюча сила на опорі В зліва VEd=444,64кН, bw=350мм, h=700мм, fcd=19,5МПа, fck,prism=25,5МПа, fyd=435МПа, fywd=300МПа, γc=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=AS/bw•d=2473/350•640=0,01; приймаємо p1=0,01
σcp=NEd/Ac=0, так як NEd=0
СRd=0,18/γc=0,18/1,3=0,138
Розрахункова величина опору зсуву бетонного перерізу
|
|
VRd,c=(CRd,c•k•(100•p1•fck,prism)1/3+k1•σcp)•bw•d=(0,138•1,56•(100•0,01•25,5)1/3+0,15•0)•350•640= =141937,917H=141,94кН
VEd=444,64›VRd,c=141,94; поперечну арматуру підбираємо за розрахунком.
z=0,9•d=0,9•640=576мм
аcw=1; так як NEd=0
Коефіцієнт зниження міцності бетону при зсуву
ν1=0,6•(1-fck,prism/250)=0,6•(1-25,5/250)=0,538
Визначаємо VRd,maxпри значенні θ=450
VRd,max(45◦)=аcw•bw•z•ν1•fcd/(ctgθ+tgθ)=1•300•576•0,538•19,5/(ctg450+tg450)=1057492,8H
VEd=444,64‹VRd,max(45◦)=1057,49
Визначаємо VRd,maxпри значенні θ=21,80
VRd,max(21,8◦)=аcw•bw•z•ν1•fcd/(ctgθ+tgθ)=1•350•576•0,538•19,5/(ctg21,80+tg21,80)=729305,379H
VRd,max(21,8◦)=729,30›VEd=444,64 шукаємо арматуру Asw 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 Asw=157мм2
Крок поперечних стержнів:
S=Asw•z•fywd•ctg21,80/VEd=157•576•300•ctg21,80/444640=152,53мм.
Приймаємо S=150мм.
Процент армування поперечної арматури:
p=Asw/S•bw=157/150•350=0,0030
Мінімальний процент армування поперечної арматури:
pmin=(0,08•√fcd)/fyd=(0,08•√19,5)/435=0,0008
p=0,0030›pmin=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=QВлів+QВпр=175,02+164,87=339,89кН.
Площа перерізу поперечної арматури
AS=Q•(1-hS/d)/fywd
де hS – 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•dд.б.=0,35•350=122,5мм.
Тоді
hS=dг.б.-(hд.б.-х/2)=660-(400-122,5/2)=321,25мм,
AS=339,89•103•(1-321,25/660)/300=581,50мм2,
довжина зони відриву
lf=2hS+bд.б.=2•321,25+350=992,5мм.
На ділянці довжиною 992,5мм знаходяться 2 поперечні стержні ∅10мм. Площа перерізу цих стержнів 157мм2.
АSW=581,5-157=424,5‹581,5мм2.
В кожному додатковому каркасі приймаємо по 3 стержні А500С, діаметром 10 мм, тоді їх площаАSW=235 що більше необхідної за розрахунком.
Рис. ІІІ.14. Схема для розрахунку залізобетонних елементів на відрив
IІІ. Розрахунок колони першого поверху
Висота поверху Нпов=4,8м. Верхня грань обрізу фундаменту знаходиться на відмітці 0,8м. Тоді висота колони І-го поверху НС=4,2+0,8=5,0м.
На колону першого поверху передається навантаження з кожного перекриття з вантажної площі
А=lд.б.×lг.б.= =43,23м2.
Розрахункова схема і навантаження
Розрахункова довжина колони
l0=0,7•НС=0,7•5,6=3,92м.
Поперечний переріз колони квадратний з попередньо прийнятими розмірами
|
|
hс×bс=400×400мм.
Гнучкість колони
λ=l0/hс=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
(hд.б.-hf)bд.б.lд.б.ρ•9,81•γnγfn=(0,40-0,08)•0,35•6,6•2,5•9,81•1,0125•1,1•3=60,57кН;
- одної головної балки
(hг.б.-hf)bг.б.lг.б.ρ•9,81•γnγfn=(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=hсbс(Hпов-hг.б.)ρ•9,81•γnγf=0,4•0,4•(4,8-0,7)•2,5•9,81•1,0125•1,1=17,918кН.
Розрахункове тривале навантаження
vpl=(vnpl-vnel)Aγffn=(25-1,5)•43,23•1,0125•1,2=1234,324кН,
де vnel – маса людей, ремонтних матеріалів в зонах обслуговування і ремонту обладнання vnel=1,5кН/м2.
Розрахункове короткочасне навантаження при γf=1,3
vel=1,5•43,23•1,0125•1,3=85,352кН,
від снігу з повним нормативним значенням
s=s0γfАγn=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
Spl=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
vpl=3•1234,324=3702,972кН.
Розрахункове тривало діюче снігове навантаження
Spl=24,633кН.
Розрахункове короткочасно діюче навантаження від троьох перекриттів
vel=85,352•3=256,056кН.
Розрахункове снігове короткочасно діюче навантаження
Sel=82,113кН.
Комбінації навантажень:
Розрахунок колон виконуємо з врахуванням найбільш несприятливих сполучень навантажень.
Перші основні сполучення розрахункових навантажень включають в себе:
G – постійне, vplΨ1 – тривале (тимчасове, тривале), SplΨ1 – тривале снігове,velΨ2 – короткочасне.
Другі основні сполучення: G – постійне, vplΨ1 – тривале (тимчасове, тривале), velΨ2 – короткочасне, SplΨ2 – 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
Ac=N/(ϕ(fcd+μfyd))=4873,52•103/(1•(19,5+0,012•435))=197148,867мм2.
Сторона квадратного перерізу колони
hc=√Ac=√197148,867=444,014мм.
Приймаємо розміри перерізу 400×400мм.
Площа перерізу поздовжньої робочої арматури
Передбачаємо випадок малих ексцентриситетів, тоді:
NEd=ξeff•d•b•fcd - з цього рівняння отримаємо:
ξeff=NEd/(d•b•fcd)=4873,52•103/(360•400•19,5)=1,73
приймаємо ξeff=1
ξeff,lim=εcu3/(εcu3+εs0)=0,00293/(0,00293+0,0021)=0,58
ξeff=1>ξeff,lim=0,58 - умова ξeff≤ξeff,lim не виконується; маємо випадок малих ексцентриситетів і припущення що ξeff=1 є невірним.
Площу арматури шукаємо з виразу:
АS=[NEd•eS1-ξeff•(1-0,5•ξeff)•b•d2•fcd]/[fyd•(d-а2)]=[4873,52•103•260-0,83•(1-0,5•0,83)× ×400•3602•19,5]/[435•(360-40)]=5576,74мм2.
-де ξeff=0,83 приймаємо за табл. 8.2 по
αc,eff=NEd•eS2/(b•d2•fcd)=4873,52•103•60/(400•3602•19,5)=0,289 та а1/d=40/360=0,111
eS1=0,5•h+e-а1=0,5•400+100-40=260мм, eS2=0,5•h-e-а2=0,5•400-100-40=60мм.
Приймаємо 4 стержні ∅28 А500С і 4 стержні ∅32 А500С.
Коефіцієнт армування μ=АS/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
lан=20d=20•32=640мм.
Тоді довжина додаткових стержнів lд=lан•2=640•2=1280мм.
Приймаємо довжину додаткових стержнів lд=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;
Lф=Вф= = =3,6м.
Приймаємо розміри підошви фундаменту:
LфхВф=3600х3600, тоді Аф=Lф∙Вф=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! |
Мы поможем в написании ваших работ!