Logo GenDocs.ru

Поиск по сайту:  


Загрузка...

Багатоповерхова будівля з неповним каркасом. Проектування елементів каркасу - файл сауляк миша.doc


Багатоповерхова будівля з неповним каркасом. Проектування елементів каркасу
скачать (189.5 kb.)

Доступные файлы (2):

Копия КП 1.frw
сауляк миша.doc583kb.22.05.2006 08:48скачать

содержание
Загрузка...

сауляк миша.doc

Реклама MarketGid:
Загрузка...

Міністерство освіти і науки України




Вінницький державний технічний університет



Інститут будівництва та теплоенергетики і газопостачання


Факультет ББМ
Кафедра ПЦБ

Пояснювальна записка

До курсового проекту з дисципліни „Залізобетонні конструкції, Спеціальні залізобетонні конструкції”.

На тему: „Багатоповерхова будівля з неповним каркасом.

Проектування елементів каркасу”.
08-24. КП.038.00.230 ПЗ


Виконав: студент групи 2Б-01 Сауляк М.В.

Прийняв: Байда Д.М.

Вінниця 2005

Міністерство освіти та науки України

Вінницький державний технічний університет
Факультет ФБІЕЗ

Кафедра ПЦБ

Студент Сауляк М.В. , група 2Б-01

Завдання № 38

На курсовий проект з дисципліни „Залізобетонні Конструкції” – багатоповерхова будівля з неповним каркасом. Проектування елементів каркасу.

Вихідні дані до проекту:

  1. Поперечний проліт, L 7,4 М

  2. Кількість прольотів, 3 ШТ

  3. Крок колон, В 6,2 М

  4. Довжина будівлі, 31 М

  5. Кількість поверхів, 5 ШТ

  6. Висота поверху, he 4,0 М

  7. Висота підвалу, hn 2,5 М

  8. Навантаження на перекриття

тривале кПа

короткочасне кПа

  1. Корисне навантаження, рн 10,4 кН/м²

  2. Розрахунковий тиск на ґрунт 0,26 МПа

  3. Район будівництва м. Рівне

  4. Тип будівлі: громадська, промислова.

Графічна частина проекту на 2-х листах формату А2. На листах розміщують тільки робочі креслення запроектованих конструкцій і специфікації.
Термін виконання завдання до ___________200__р.
Керівник проекту ___________________________

Завдання одержав _________________________

Зміст.




Анотація..........................................................................................................

4




Вступ...............................................................................................................

5

1.

Компонування перекриття............................................................................

6

2.

Розрахунок ребристої плити перекриття.....................................................

8

2.1

Розрахунок плити за першою групою граничних станів...........................

8

2.1.1

Збір навантажень, зусилля, характеристики бетону та арматури.............

8

2.1.2

Розрахунок міцності плити за нормальним перерізом..............................

10

2.1.3

Визначення втрат попереднього напруження.............................................

11

2.1.4

Розрахунок міцності похилих перерізів плити...........................................

13

2.2

Розрахунок плити за другою групою граничних станів............................

13

2.2.1

Розрахунок на утворення та розкриття нормальних тріщин.....................

13

2.2.2

Розрахунок на утворення та розкриття похилих тріщин...........................

14

2.2.3

Розрахунок прогину плити...........................................................................

14

2.3

Розрахунок монтажних петель.....................................................................

14

3.

Розрахунок і конструювання ригеля............................................................

15

3.1

Збір навантажень, розрахункова схема........................................................

15

3.2

Визначення розрахункових зусиль не ПЕОМ, побудова огинаючих епюр.................................................................................................................

16

3.3

Розрахунок ригеля за першою групою граничних станів..........................

16

3.3.1

Характеристики міцності бетону та арматури............................................

17

3.3.2

Підбір робочої арматури ригеля в прольоті................................................

17

3.3.3

Підбір робочої арматури ригеля на опорі....................................................

17

3.3.4

Розрахунок міцності ригеля по похилих перерізах....................................

18

3.3.5

Побудова епюри арматури (матеріалів) і конструювання ригеля.............

20

4.

Розрахунок колони першого поверху (підвалу) і стиків конструкції.......

22

4.1

Збір навантажень, розрахункова схема, визначення зусиль......................

22

4.2

Розрахунок перерізу колони, за міцністю...................................................

23

4.3

Розрахунок консолі колони...........................................................................

24

4.4

Розрахунок стику колон................................................................................

25

4.5

Розрахунок і конструювання стику ригелів через колону.........................

26

5.

Розрахунок елементів монолітного перекриття..........................................

27

5.1

Компонування перекриття і збір навантажень...........................................

27

5.2

Розрахунок плити перекриття за першою групою граничних станів.......

27

5.3

Розрахунок другорядної балки перекриття за міцністю нормальних та похилих перерізів...........................................................................................

28

6.

Розрахунок та конструювання армокам’яного стовпа першого поверху (підвалу) за першою групою граничних станів..........................................

32




Додаток...........................................................................................................

33




Висновок.........................................................................................................

37




Література.......................................................................................................

38



Анотація
В даній курсовій роботі розглянуто розрахунок і конструювання конструкцій залізобетонного каркасу чотирьохповерхової виробничої будівлі.

При виконанні курсового проекту було розраховано та законструйовано наступні елементи:

Ребриста плита перекриття. Проведено: розрахунок на міцність, в результаті якого було прийнято марку бетону та діаметр арматури; розрахунок плити за другою групою граничних станів,зокрема розрахунки на утворення та розкриття тріщин та визначені деформації (прогини) плити від дії короткочасних та тривалих навантажень.

Монолітне ребристе перекриття. Виконано розрахунки: власне плити, з прийняттям арматури для армування та другорядної балки, з встановленням поперечного перерізу та прийняттям відповідних діаметрів згідно розрахунку.

Позацентрово стиснена колона. Проведені розрахунки на стійкість за результатами яких було запроектовано переріз колони. Розраховано та за конструйовано: стик колон, консоль колони, стик ригелів через колону.

Ригель. Виконано розрахунки на міцність з встановленням розмірів поперечного перерізу та підбором необхідних діаметрів арматури у розтягнутій та стиснутій зонах.

Розраховано та законструйовано армокам’яний стовпчик підвальної частини будівлі за першою групою граничних станів. Розраховано поперечний переріз та підібрано діаметр стержнів сіток.
Вступ
Залізобетонні конструкції являються базою сучасної будівельної індустрії. Їх застосовують: в промисловому, цивільному і промисловому будівництві:

  • для будівель різного призначення; в транспортному будівництві;

– для метрополітенів, мостів, тунелів; в енергетичному будівництві;

– для гідроелектростанцій, атомних реакторів; в гірській промисловості;

  • для надшахтних споруд і кріплення підземних розробок.

Таке широке розповсюдження в будівництві залізобетон отримав в наслідок багатьох його позитивних властивостей: довговічність, вогнестійкість, стійкість проти атмосферних опадів, високому опору статичним і динамічним навантаженням, малих експлуатаційних витрат на утримання будівель і споруд. Велике кількість крупного і мілкого заповнювача робить залізобетон доступним для практичного використання на всій території України.

По зведенню розрізняють: збірні залізобетонні конструкції, які виготовляються на заводах будівельної індустрії і потім монтуються на будівельних майданчиках; монолітні конструкції, повністю зводяться на місці будівництва; збірно-монолітні конструкції, в яких раціонально поєднується використання збірних залізобетонних елементів заводського виготовлення і монолітних частин конструкцій.

В теперішній час збірні залізобетонні конструкції відповідають вимогам індустріалізації будівництва. Хоча слід відмітити що і монолітний бетон з кожним роком отримує все більше використання.

Для підвищення несучої спроможності бетону в розтягнуту зону ставлять стальну арматуру чи стальний каркас, який має високий опір не тільки на розтяг, але й на стиск.

Даний курсовий проект розробляється для того, щоб студенти підвищили свій рівень знань в області розрахунку та конструювання залізобетонних конструкцій.

^ 1. КОМПОНУВАННЯ ПЕРЕКРИТТЯ.

РОЗРОБКА ПЛАНУ ТА РОЗРІЗУ БУДІВЛІ.
П’ятиповерхова промислова будівля з підвальним поверхом має розміри в плані 22,2х31 м і сітку колон 7,4х6,2 м. Висота поверхів 4,0м, висота підвалу 2,5 м.
Конструктивний план.




Розріз 1-1



2. Розрахунок ребристої плити перекриття

2.1 Розрахунок плити за першою групою граничних станів

2.1.1 Збір навантажень, зусилля, характеристики бетону і арматури
Задаємось розмірами перерізу ригеля, для промислової будівлі ригель таврового перерізу:

h=(1/12... 1/10)·ℓ= =1/12·7400=617 мм. Приймаю h=700 мм.

Ширина ребра в=300 мм, ширина полиць складатиме 155 мм.

При обпиранні плит перекриття на даний вид ригеля, розрахунковий проліт ℓ0=ℓ-150-150-(300/2)=6200-150- -150-(300/2)=5750 мм.

Підрахунок навантажень на 1м² перекриття

Вид навантаження

Нормативне навантаження,

Н/м²

Коефіцієнт надійності по навантаженню

Розрахункове навантаження, Н/м²

Постійне:










ребриста плита

2500

1,1

2750

шар цементного розчину, (δ=20 мм; ρ=2200 кг/м³)

440

1,3

570

керамічні плитки, (δ=13 мм; ρ=1800 кг/м³)

240

1,1

260

Всього

3180

-

3580

Тимчасове

10400

1,2

12480

В тому числі:










довготривале

6500

1,2

7800

короткочасне

3900

1,2

4680

Повне навантаження

13580

-

17160

Втому числі:










постійне (3180) та довготривале (3500)

9680

-

11380

Короткочасне

3900

-

4680

Розрахункове навантаження на 1 м довжини при ширині плити 1,2 м з врахуванням коефіцієнта надійності по призначенню будівлі γn=0,95:

постійне g=3,58·1,2·0,95=4,08 кН/м;

повне g+v=17,16·1,2·0,95=19,6 кН/м, в тому числі постійне і тривале v=12,48·1,2·0,95=14,23 кН/м.

Нормативне навантаження на 1м довжини: постійне 3,18·1,2·0,95 = = 3,63 кН/м; повне 17,18·1,2·0,95 = 15,48 кН/м, в тому числі постійне та довготривале 9,68·1,2·0,95 = 11,03 кН/м.


Зусилля від розрахункових та нормативних навантажень. Від розрахункового навантаження:

М=(g+v)·ℓ0²/8=19,6·5,75²/8=80,84 кН·м;

Q=(g+v)·ℓ0/2=19,6·5,75/2=56,24 кН/м.

Від нормативного повного навантаження:

М=15,48·5,75²/8=63,98 кН·м.

Q=15,48·5,75/2=44,51 кН.

Від нормативного постійного та тривалого навантаження:

М=11,03·5,75²/8=45,58 кН·м.
^ Встановлення розмірів перерізу плити:

Висота перерізу ребристої попередньо напруженої плити:

h=ℓ0/20=575/20=28,5 см. Приймаю до розрахунку h=30 см.

Робоча висота перерізу: h0=h-a=30-3=27 см.

Ширина повздовжніх ребер по низу 7 см.

Ширина верхньої полки: bƒ=118 см.

В розрахунках за граничними станами першої групи розрахункова товщина стиснутої полки таврового перерізу h’ƒ=5 см відношення h’ƒ/h=5/30=0,16>0,1 при цьому в розрахунок вводиться вся ширина ребра b=2·7=14 см.

^ Характеристики бетону та арматури:

Ребриста попередньо напружена плита армується стержневою арматурою класу А-800 з електротермічним натягуванням на упори форм. До тріщиностійкості плити пред’являються вимоги 3-ої категорії. Виріб підлягає тепловій обробці при атмосферному тиску.

Бетон важкий класу В30:

Призмова міцність Rbn=Rb,ser=22 МПа.

Розрахункова міцність Rb=17МПа.

Коефіцієнт умов роботи бетону γb2=0,9.

Нормативний опір при розтягуванні Rbtn=Rbt,ser=1,8 МПа.

Розрахунковий опір при розтягуванні Rbt=1,2 МПа.

Початковий модуль пружності Еb=32500 МПа.

Напруга обтиску у бетоні (передаточна міцність у бетоні Rp встановлюється таким чином, щоб при обтиску відношення σbp/Rp≤0,75).

Арматура повздовжніх ребер класу А-800:

Нормативний опір Rsn=785 МПа.

Розрахунковий опір Rs=680 МПа.

Модуль пружності Еs=190000 МПа.

Попереднє напруження приймаємо рівним σsp=0,6·Rsn=0,6·785=470 МПа.

Перевіряємо виконання умови σsp+∆σsp≤ Rsn, при електролітичному способі натягування арматури ∆σsp=30+360/ℓ=30+360/7,4=78,65 МПа; σsp+∆σsp=470+78,65=548<Rsn=785 МПа – умова виконується.

Обрахуємо граничне відхилення попереднього напруження:

∆γsp=(0,5·∆σspsp)·(1+(1/√np))=(0,5·78,65/470)·(1+(1/√2))=0,14;

np- кількість стержнів що напружуватимуться.

Коефіцієнт точності натягу при позитивному впливу попереднього напруження :

γsp= 1-γsp=1-0,14=0,86.

При перевірці по виникненню тріщин у верхній зоні плити при обтиску приймається:

γsp= 1+γsp=1+0,14=1,14.

Попереднє напруження з врахуванням точності натягування:

σsp=0,85·470=470 МПа.
^ 2.1.2 Розрахунок міцності плити за нормальним перерізом

М
=80,84 кН·м. Переріз тавровий з полкою в стиснутій зоні.

Обраховуємо:

m=М/(γb2·Rb·b’ƒ ·h0²=8084000/(0,9·17·118·27²·(100))=0,0614.

По таблиця 20 знаходимо ξ=0,97.

Підраховуємо висоту стиснутої зони:

х=ξ·h0=0,0614·27=1,66 < 5 см., нейтральна вісь проходить в межах стиснутої полки:

Визначаємо характеристику стиснутої зони:

ω=0,85-0,008·γb2·Rb=0,85-0,008·0,9·17=0,73.

Визначаємо граничну висоту стиснутої зони:

ξr=ω/[1+(σ1/500)·(1-(ω/1.1)]=0,73/[1+(680/500)·(1-(0,73/1,1)]=0,50.

σ1=Rs+400-σsp=680+400-400=680 МПа.

σsp=0,7·400=280 МПа – попереднє напруження з врахуванням повних втрат (попередньо прийняте).

Коефіцієнт умов роботи, що враховує опір попередньо напруженої арматури вище умовної межі текучості:

γs6=ή-(ή-1)·(2·ξ/ξy-1)=1,15-(1,15-1)·((2·0,0614/0,5)-1)=1,04 > ή=1,15.

ή=1,15 – для арматури класу А-800.

Приймаємо γs6=1,15.

Визначаємо площу перерізу розтягнутої арматури:

As=M/(γb6·Rs·ή·h0=8084000/(1,15·68·0,97·27)=3,95 см².

Згідно сортаменту арматури приймаємо 2Ø18 А-800; As=5,09 см².
^ Розрахунок полиці плити на місцеве вигинання.

Розрахунковий проліт при ширині ребер вверху 9 см складатиме:

0=118-2·9=100 см.

Навантаження на 1 м² полиці може бути прийнятою як і для плити:

(g+v)·γn=19,6·0,95=18,62 кН/м².

Вигинаючий момент для полоси шириною 1 м визначається з врахуванням частинної заробки в ребрах:

М=18,62·1²/11=1,5 кН·м.

Робоча висота перерізу складатиме:

h0=5-1,5=3,5 см.

Арматура Ø4 Вр-ІІ з Rs=980 МПа:

m =169000/17·3,52·0,9·(100)=9,02; ή=0,95.

Площа поперечного перерізу арматури:

Аs=150000/902·3,5·0,95·(100)=0,56 см² - 8Ø3 Вр-ІІ з Аs=0,57 см².

Приймаємо сітку з поперечною робочою арматурою Ø5 Вр-ІІ з кроком S=125 мм.
^ 2.1.3 Визначення втрат попереднього напруження арматури

Геометричні характеристики зведеного перерізу.

Відношення модулів пружності:

sb=190000/32500=5,85.

Площа приведеного перерізу:

Ared=A+ ·As=118·5+14·27+5,85·5,09=998 см².

Статичний момент площі приведеного перерізу відносно нижньої грані:

Sred=118·5·28,5+14·27·13,5+5,85·5,09·3=22007см³.

Відстань від нижньої грані до центра ваги зведеного перерізу:

y0=Sred/Ared=22007/998=22 см.

Момент інерції приведеного перерізу:

Іred=118·5³/12+118·5·5,5²+14·27³/12+14·27·7²+5,85·5,09·19²=73022,1см4.

Момент опору приведеного перерізу по нижній зоні:

Wredred0=73022,1/22=3319 см³.

Момент опору приведеного перерізу по верхній зоні:

W’redred/(h-у0)=73022,1/(30-22)=9127,8 см³.

Відстань від ядрової точки, що найбільш віддалена від розтягненої зони, до центра ваги зведеного перерізу:

r=φn·(Wred/Ared)=0,85·(3319/998)=2,83 см.

Відстань від ядрової точки, що найбільш віддалена від розтягнутої зони, до центра ваги зведеного перерізу:

rinƒn·(W’red/Ared)=0,85·(9127,8/998)=7,8 см.

φn=1,6-σb/Rb,ser=1,6-0,75=0,85.

0,75 – відношення напруження в бетоні від нормальних навантажень та зусиль обтиску до розрахункового опору бетону для граничних станів другої групи (прийнято орієнтовно).

Пружно-пластичний момент опору по розтягнутій зоні:

Wpl=γ·Wred=1,75·3319=5808,3 см³;

γ=1,75 – для таврового перерізу з полицею в стисненій зоні.

Пружно-пластичний момент опору по розтягнутій зоні в стадії виготовлення та обтиску елементу:

W’pl=γ·W’red=1,5·3319=4978,5 см³;

Коефіцієнт точності натягування арматури γр=1.

Втрати від релаксації напружень в арматурі при електротермічному способі натягування:

σ1=0,03·σsp=0,03·400=12 МПа.

Втрати від температурного перепаду між натягнутою арматурою та упорами:

σ2=0, (форма нагрівається разом з виробом).

Зусилля обтиску:

Р1s·(σsp1)=5,09·(400-12)·(100)=197492 Н.

Ексцентриситет цього зусилля відносно центра ваги зведеного перерізу:

ор0-d=22-3=19 см.

Напруження в бетоні при обтиску:

σbp=P1/Arеd+P1·℮ор·y0/Ired=(197492/998+197492·19·22/73022,1)·(1/100)=13,28МПа.

Встановлюємо величину передаточної міцності бетону з умови σbp/Rbp≤0,75:

Rbp=13,28/0,75=17,7<0,5 В30.

Приймаю Rbp=20 МПа, відповідно σbp/Rbp=13,28/25=0,89.

Стискаюче напруження в бетоні на рівні центра ваги напруженої арматури від зусилля Р1 з врахуванням вигинального моменту від ваги плити:

М=2500·1,2·5,75²/8=12398 Н·см = 12,4кН·м.

Відповідно:

σbp=P1/Arеd+(P1·℮ор-М)·℮ор /Ired=

=(197492/998+(197492·19-1240000)·19)/73022,1)·1/(100)=8,5 МПа.

Втрати від швидконатікаючої повзучості при σbp/Rbp=8,5/20=0,43<0,5:

σ6=40·0,85·σbp/Rbp=40·0,85·0,43=14,62 МПа.

Перші втрати:

σlos11+ σ6=12+14,62=26,62 МПа.

Втрати усадки бетону: σ8=35 МПа.

Втрати від повзучості бетону при σbp/Rbp=8,5/20=0,43<0,75:

σ9=150·α·σbp/Rbp=150·0,85·0,43=54,83МПа,

α=0,85 – при тепловій обробці виробу.

Другі втрати напруження в напруженій арматурі:

σlos289=35+54,83=89,83 МПа.

Повні втрати напруження в напруженій арматурі:

σloslos1los2=26,62+89,83=116,45 МПа < 100 МПа,

За даної умови приймаю σlos=116,45МПа.

Напруження в напруженій арматурі з врахуванням усіх втрат:

σsp2= 470-116,45=353,55 МПа.

Зусилля обтиску з врахуванням повних втрат:

Р2=As·(σsplos)=5,09·(470-116,45)·(100)=170794 Н =170,8 кН.
^ 2.1.4 Розрахунок міцності похилих перерізів
Q=56,24 кН.

Обраховуємо проекцію розрахункової похилої тріщини на повздовжню вісь.

Вплив звисів стиснутих полок (при двох ребрах):

φƒ=2·(0,75·3·h'ƒ·h'ƒ)/b·h0=2·(0,75·3·5·5)/2·7·27=0,3<0,5.

Вплив повздовжнього зусилля обтиску N=P=104,8 кН.

φn=(0,1·N)/(Rbt·b·h0)=(0,1·104800)/(1,2·2·7·27·(100))=0,23<0,5.

1+φƒn =1+0,3+0,23=1,53 > 1,5 приймаємо 1,5;

В=φb2·(1+φƒn)·Rbt·b·h0²=2·1,5·1,2·2·7·27²·(100)=37·105 Н·см².

В розрахунковому похилому перерізі Qb=Q=Q/2, звідси горизонтальна проекція похилої тріщини:

с=В/0,5·Q=27·105/0,5·562400=131 см > 2·h0=2·27=54 см.

Приймаємо с=2·h0=54 см. Тоді Qb=B/c=37·105/54=68·10³ Н =68 кН > Q=56,24 кН, відповідно поперечна арматура по розрахунку не потребується.

На приопорних ділянках ℓ/4 встановлюємо конструктивно Ø4 Вр-І з кроком:

s=h/2=30/2=15, в середині прольоту s=3·h/4=3·30/4=22,5 см, прийм. s=250 см.
^ 2.2 Розрахунок плити за другою групою граничних станів

2.2.1 Розрахунок на утворення і розкриття нормальних тріщин
Категорія тріщиностійкості ІІІ; коефіцієнт надійності по навантаженню γƒ=1; М=63,98 кН·м.

Обраховуємо момент виникнення тріщин по наближеному способу ядрових моментів:

Мcrc=Mbt,ser·Wpl+Mrp=1,6·5808,3·(100)+3131884=12425163 Н·см =124,3 кН·м.

Mrpsp·P2·(℮ор+r)=0,84·170794·(19+2,83)=3131884 Н·см – ядровий момент зусилля обтиску.

Оскільки М=63,98 кН·м < Мcrc=124,3 кН·м, тріщини в розтягнутій зоні не утворюються, розрахунок на їх розкриття не потрібен.


^ 2.2.3 Розрахунок прогину плити
Граничний прогин ƒ=2,5 см; γsp=1;

Ntot=P2=170,8 кН; ексцентриситет ℮s,tot=M/N=4558000/170800=27 см.

Коефіцієнт:

φm= Rbt,ser·Wpl/M-Mrp=1,6·58083·(100)/(4558000-3131884)=0,65 < 1;

Коефіцієнт що характеризує нерівномірності деформацій розтягнутої арматури на ділянці між тріщинами:

ψs=1,25-φs·φm-(1-φm²)/((3,5-1,8·φm)·℮s,tot/h0)=

=1,25-0,8·0,65-(1-0,65²)/((3,5-1,8·0,65)·27/27)=0,12 < 1.

Обраховуємо кривизну осі при вигинанні:

1/r=(М/h0·z1)·(ψs/Es·Asb/Eb·Ab·λb)-(Ntot·ψs/h0·Es·As)=

=(4558000/27·22·100)·(0,12/190000·4,09+0,9/590·32500·0,15)-

-(170794·0,12/27·190000·5,09·(100))=4,5·10-5 см-1,

ψb=0,9; λb=0,15 – при тривалій дії навантажень;

Аb=(γ’+ξ)·b·h0=b’ƒ·h’ƒ=118·5=590 см².

Значення прогину складатиме:

ƒ=5/48·(ℓ0²·1/r)=5/48·(575²·4,5·10-5)=1,56 см < [2,5 см].

Значення прогину плити знаходиться в межах, що регламентуються нормативною літературою.
^ 2.3 Розрахунок монтажних петель
Розрахунок монтажних петель розпочинаємо з встановлення ваги плити, яка складатиме (γп=2,75 кН/м² - з таблиці збору навантажень):

G=γп∙ℓ∙в=2,75∙6,2∙1,2=20,5 кН.

Обраховуємо зусилля, що сприйматиме одна петля з врахуванням коефіцієнта динамічності (згідно з СНіП νƒ=1,4), навантаження розподіляється на 3 (n=3) петлі.

F=G∙νƒ/n=20,5∙1,4/3=9,6 кН.

Потрібно площа перерізу петлі А240С (Rs=235 МПа) та мінімально можливий кут між стропами і горизонтом αmin=45°:

Аs=F/Rs∙sin45°=9600/235∙0,707=57,8 мм²=0,578 см².

Згідно сортаменту приймаємо для монтажних петель арматуру:

Ø9 А-І, А=0,636 см².

3. Розрахунок та конструювання ригеля

^ 3.1 Збір навантажень та розрахункова схема
Збір навантажень на 1 метр погонний.

1. Навантаження від цегляної колони:

Q1=B∙t∙γ∙νƒ=6,2∙0,51∙2,5∙1,1=8,7 т/м.

2. Навантаження від залізобетонної колони:

Q2=b×h∙γ∙νƒ=0,4×0,4∙2,5∙1,1=0,44 т/м.

3. Навантаження від ригеля:

Q3=S∙γ∙νƒ=0,28∙2,5∙1,1=0,77 т/м.

4. Навантаження від міжповерхового перекриття:

Q4=(3,58/10)∙В=(3,58/10)∙6,2=2,22 т/м, (q=Q3+Q4).

5. Від тимчасового навантаження (υ):

V5=(6,43/10)∙В=(12,48/10)∙6,2=3,86 т/м.

6. Снігове навантаження:

Q6=S0∙νn∙νƒ∙В=0,7∙0,95∙1,4∙6,2=5,8 т/м.

В – крок рам, В=6,2 м (ширина вантажної ділянки);

t – товщина стінки, t=0,51 м;

b×h – переріз залізобетонної колони, b×h=0,4×0,4 м;

S – площа поперечного перерізу ригеля, S=0,28 м²;

γ – питома вага матеріалу конструкції;

νƒ – коефіцієнт надійності за навантаженням;

S0 – величина снігового навантаження для даного снігового району;

νn – коефіцієнт надійності по призначенню будівлі νn=0,95;

3,58 – розрахункове навантаження „Всього”;

12,48 – розрахункове навантаження „Тимчасове”.
^ 3.2 Визначення розрахункових зусиль на ЕОМ, побудова епюр М і Q
Для визначення згинальних моментів, поперечної і поздовжньої сили вводимо ці данні в програму для визначення зусиль “БАЛ – 3”.

Розрахункові зусилля М і Q визначаються шляхом перерозподілу зусиль за рахунок розвитку пластичних деформацій в перерізах ригеля.

Перерозподіл опорних згинаючих моментів виконується в перерізах по гранях колон – ліворуч і праворуч від колони згинальні моменти дорівнюють:

М= Мі – Qі – 1  hk/2 = 410,33 – 308,9  0,4/2 = 348,55 кНм.

М= Мі – Qі – 1  hk/2 = 410,33 – 277,25  0.4/2 = 354,88 кНм.

Приймаємо: М= 354,88 кНм
Максимальне пониження згинального моменту по гранях колон 30%,

М= М; М≥ 0,7354,88 = 248,42 кНм Приймаємо М= 250 кНм

Пониження згинального моменту по грані колони дорівнює:

∆М=М- М=354,88 – 250 = 104,88 кНм < 0,3 М=0,3354,88=

= 106,46 кНм

Ординату ∆М відкладаємо на опорі у грані колони, далі цю ординату з’єднуємо з лівою опорою, отримуючи додаткову трикутну епюру, в якій визначаємо ординату на відстані 0,425L (там, де прольотний момент найбільший)

∆М/L = ∆М1/0,425L; ∆М1 = (∆М0,425L) / L = ∆М  0,425 = 104,880,425 = 44,57 кНм, далі додаємо ∆М1 до прольотного моменту і перевіряємо умову:

∑М = М + ∆М1 ≤ Ммах.

∑М = 1243,13 + 217,3 = 1460,4 кНм < 1660,35 кНм - умова виконується, тоді до розрахунку приймаємо:

= 354,88 кНм; Q = 308,90 кН; ∑М = Ммах. = 334,17 кНм.


^ 3.3 Розрахунок ригеля за першою групою граничних станів

3.3.1 Характеристика міцності бетону і арматури
Бетон важкий класу В30;

Розрахунковий опір при стисканні Rb=17,0 МПа;

Коефіцієнт умов роботи γb2=0,9;

Розрахунковий опір при розтягуванні Rbt=1,2 МПа;

Модуль пружності Еb=32500 МПа;

Арматура повздовжня робоча класу А300С;

Розрахунковий опір Rs=400 МПа;

Модуль пружності Еs=200000 МПа;

В прольоті полка попадає в розтягнуту зону і розрахунковим є прямокутний переріз висотою:

h0=√(Мпрm, опт∙γb2∙Rb∙b)=√(33417/0,289∙0,9∙1,7∙30)=50,2 см.

Оскільки верхня арматура у формулі не врахована, то можна прийняти h=700 мм; при а1=40 мм, h0=700-50=660 мм =65 см.

На опорі прийнято а2=50 мм, h0=700-50=650 мм =65 см.
^ 3.3.2 Підбір робочої арматури ригеля в прольоті
Необхідна площа стиснутої арматури при а’=а2=5 см:

А’s пт=(Мпрm, опт∙γb2∙Rb∙b∙h0²)/(Rsc∙(h0-а’))=

=
(33417-0,289∙0,9∙1,7∙30∙65²)/(40,5∙(65-5))=9,4см².

Згідно сортаменту арматури приймаємо: 3Ø20 А’s=9,41 см² > А’s пт.

Уточнюємо αm:

αm=(Мпр-Rsc∙А’s∙(h0-а’))/(γb2∙Rb∙b∙h0²)=

=(33417-40∙9,41∙(65-5))/(0,9∙1,7∙30∙65²)=0,056  ξ=0,6<ξR=0,97.

Необхідна площа розтягнутої арматури:

Аs пт=(γb2∙Rb∙b∙ξ∙h0+Rsc∙А’s)/Rs=(0,9∙1,7∙30∙0,6∙65+40∙9,41)/40=9,46 см².

Приймаємо 5Ø16 Аs=10,5 см².

^ 3.3.3 Підбір робочої арматури ригеля на опорі
Н
ижню прольотну арматуру не доводимо до опори, тому що вона там стискається. Відповідно у польоті було 5Ø16, із них обриваємо 3Ø16, залишок складатиме 2Ø16 Аs1=4,02 см². Переводимо на опорі (стиск) на 3Ø12 А’s=2,26 см² (тобто залишаючи ~ 50% від Аs1).

Визначаємо αm:

αm=(Моп-Rsc∙А’s∙zc)/(γb2∙Rb∙bƒ,р∙h0²)=

=(25488-40∙2,26∙60)/(0,9∙1,7∙30∙65²)=0,155  ξ=0,17; х=ξ∙h0=0,17∙65=11,05 см.

zc=h-а12=70-5-5=60 см;

bƒр – розрахункова ширина перерізу ригеля на опорі.

Площа перерізу верхньої розтягнутої арматури на опорі дорівнює:

Аs, пт=(γb2∙Rb∙bƒ,р∙ξ∙h0+Rsc∙А’s)/Rs=(0,9∙1,7∙30∙0,17∙65+40∙2,26)/40=14,94 см².

Приймаємо 4Ø22 Аs,=15,2 см².
^ Розрахунок полки перерізу ригеля.

F=Qпл/bпл=56,24/1,2=46,9 кН/м (на один метр ригеля),

Qпл – розрахункова поперечна сила ( з розрахунку плити перекриття);

bпл – ширина плити.

Згинальний момент що діє на полку при b=1м:

М=F∙α=0,286∙(15,5-4,5)=3,2 кН∙см.

αm=М/(γb2∙Rb∙b∙h0²)=3,2/(0,9∙1,7∙120∙46²)≈0, h0= hƒ3=50-4=46 см.

Приймаємо із конструктивних міркувань поперечні стержні Ø6 А240С з кроком S=200 мм, АS=1,42 см²/м; момент який можуть сприйняти ці стержні:

М=Rs∙Аs∙(hƒ-2∙а3)=22,5∙1,42∙(500-2∙40)=13419 кН∙см > 3,4 кН∙см.

Поперечні стержні загинаються по контуру поперечного перерізу ригеля, конструктивно приймаємо повздовжні стержні по 3Ø6 А240С на кожну сторону.

^ 3.3.4 Розрахунок міцності ригеля по похилих перерізах
На середній опорі поперечна сила Q=308,9 кН.

З умови зварювання d=12 мм. З площею Аs=1,31 см² А-300С, Rsω=290 МПа, d/d=12/36=0,33 (0,33-нормальне значення співвідношень діаметрів арматури що зварюється).

Прийняте число каркасів 3, відповідно Аsω=3∙1,31=3,93 см².

Крок поперечних стержнів S1=h/3=70/3=23,3 см, прийнято S1=20 см.

Крок в середній частині прольоту S2=3∙h/4=3∙70/4=53 см, прийнято S=50 см.

Обчислюємо інтенсивність армування:

qsω∙Rsω/S1=3,93∙29/20=5699 Н/см.

Qb.minb3∙Rbt∙γb2∙b∙h0=0,6∙1,2∙0,9∙65∙30∙(100)=126360 Н.

Перевіряємо умову:

q=5699Н/см > Qb.min/2∙h0=126360/2∙65=972 Н/см – умова виконується.

Обраховуємо:

Мbb2∙Rbt∙γb2∙b∙h0²=2∙1,2∙0,9∙30∙65²=274×105 Н/см.

Оскільки q1=g+V/2=75 кН/см < 0,56∙q=544 кН/см, відповідно:

с=√(Мb/q1)=√(274×105/75)=191 см < 3∙h0=3∙65=195 см.
При цьому:

Qbb/с=274×105/191=143455 Н > Qb.min=126360 Н.

Поперечна сила в вершині поперечного перерізу:

Q=Qmax-q1∙c=308,9×10³-750∙191=163×10³ Н.

Довжина проекції похилого перерізу:

С0=√(Мb/q)=√(274×105/5699)=69 < 2∙h0=2∙65=130 см.

Обчислюємо:

Q=q∙С0=5699∙69=393×10³ Н; Qb+Q=143+393=536 кН > Q=185 кН.

Перевірка міцності по стиснутій смузі між похилими тріщинами.

µwsω/b∙S=3,93/30∙20=0,00655;

α=Еsb=200000/32500=6,55;

φω1=1+5∙α∙µw=1+5∙6,15∙0,00655=1,2;

φb1=1-0,01∙γb2∙Rb=1-0,01∙0,9∙17=0,847.

Умова Q=308900 Н < 0,3∙φb1∙Rb∙γb2∙b∙h0=0,3∙0,847∙17∙0,9∙30∙65=7581 кН – виконується.
^ 3.3.5 Побудова епюри арматури та конструювання ригеля.
Згідно розрахунку в нижній зоні прольоту для М=334,17 кН∙м прийнято 5Ø16, далі із зменшенням моменту зліва приймаємо 3Ø16, Аs=6,03 см² (2Ø16 обриваємо), а праворуч (біля першої проміжної опори) спочатку обриваємо 3Ø16, а далі переводимо у 2Ø12, Аs=2,26см².

У верхній зоні: в прольоті знаходиться 3Ø12, Аs=2,26 см², на опорі – 4Ø22, Аs=15,2 см². Передбачаємо одне місце зміни діаметрів арматури, 4Ø22 переводимо в 3Ø14



1) В прольоті нижньої зони обриваємо 2Ø16, залишається 3Ø16, Аs=6,03 см² зверху знаход. 3Ø16, Аs’=2,26 см²

Рівняння рівноваги даного перерізу:

Rb∙γb2∙b∙х+Rsc∙Аs’-Rs∙Аs=0, звідки:

х=(Rs∙Аs-Rsc∙Аs’)/(Rb∙γb2∙b)= =(40∙6,03-40∙2,26)/ /(1,7∙0,9∙30)=3,3 см.

Згинальний момент, який може сприйняти цей переріз:

Мпер=Rb∙γb2∙b∙х∙(h0-0,5∙х)+Rsc∙Аs’∙(h0-а’)=

=1,7∙0,9∙30∙3,3∙(65-0,5∙3,3)+40∙2,26∙(65-5)=15019 кН∙см =150 кН∙м.

2) Оскільки розтягнутої арматури в прольоті було прийнято більше потрібної Аs, пт, тому знаходимо несучу спроможність перерізу. Спочатку знахдимо:

Х=(10,5-2,26)∙40/(1,7∙0,9∙30)=7,2 см;
Мпер=Rb∙γb2∙b∙х∙(h0-0,5∙х)+Rsc∙Аs’∙(h0-а’)=

=1,7∙0,9∙30∙7,2∙(65-0,5∙7,2)+40∙2,26∙(65-5)=25715 кН∙см = 257 кН∙м.

3) В нижній зоні (розтягнутій) знаходиться 3Ø112, Аs=2,26 см², а в верхній зоні 3Ø25 Аs’=6,03 см². Оскільки в стиснутій зоні знаходиться більше арматури, ніж в розтягнутій, то при Rs=Rsc робота стиснутого бетону не враховується, тоді плече внутрішньої пари сил:

Zs=h-a1-a2=70-5-5=60см,

Мпер=Rs∙Аs∙Zs=40∙2,26∙60=5424 кН∙см =54,24 кН∙м.

Розглянемо випадки коли розтягнута зона ригеля знаходиться зверху перерізу:

4) В прольоті зверху розтягнута арматура 3Ø20, Аs=9,41 см², а знизу 5Ø16 або 3Ø25 (Аs’≥10,15 см²). В стиснутій зоні знаходиться більше арматури, ніж в розтягнутій, тому при Rs=Rsc робота стиснутого бетону не враховується Аналогічно випадку (3) Мпер=54,24 кН∙м.

5) Приопорна ділянка рігеля, зверху розтягнута арматура 4Ø22, Аs=15,2 см², а знизу 2Ø12 Аs’=2,26 см² (стиснута), ширина перерізу bƒ=65 cм. Висота стиснутої зони перерізу:

х=(Аss’)∙Rs/(Rb∙γb2∙bƒ)=(15,2-2,26)∙40/(1,7∙0,9∙65)=5,2 см.

Мпер=Rb∙γb2∙bƒ∙х∙(h0-0,5∙х)+Rsc∙Аs’∙(h0-а’)=

=1,7∙0,9∙65∙5,2∙(65-0,5∙5,2)+40∙2,26∙(65-5)=37693 кН∙см =377 кН∙м.

Точки теоретичного обриву стержнів знаходяться графічним способом, шляхом накладання епюри арматури на огинаючу епюру згинаючих моментів в однаковому масштабі. Фактичний обрив розтягнутих стержнів виконується на відстані 20∙ds від точки теоретичного обриву, а стиснутих 12∙ds.

Побудова згинаючої епюри згинальних моментів і епюри арматури виконанні на листі 2 (див. графічну частину).
4. Розрахунок колони першого поверху (підвалу) і стиків конструкцій

^ 4.1 Збір навантажень, розрахункова схема, визначення зусиль
Вантажна площа середньої колони 7,4×6,2=45,88 м².

Постійне навантаження від перекриття з врахуванням коефіцієнта надійності по призначенню будівлі:

0,95∙3,58∙45,88=156 кН;

від ригеля (S див. пункт 3.1): ((0,28∙1,1∙0,95∙25)/6,2)∙45,88=54,13 кН;

від вище лежачої колони (див. пункт 3.1 ℓ=4 м): 4,4∙0,95∙4=16,3 кН;

Всього: G=226,43 кН.

Тимчасове навантаження від перекриття одного поверху з врахуванням (νn=0,95):

Q=6,2∙45,88∙0,95=270,23 кН,

в тому числі довготривала:

Q=4∙45,88∙0,95=169,99 кН,

короткочасна:

Q=1,8∙45,88∙0,95=78,45кН.

Постійне навантаження від покриття при вазі покрівлі та плит 3,95 кН/м²:

3,95∙45,88∙0,95=172,16 кН:

від ригеля: 54,13 кН;

від вище лежачої колони 16,3 кН;

Всього: G=242,6 кН.

Тимчасове навантаження – сніг для ІІ снігового району (S0=700 Н/м²), при γƒ=1,4 та по призначенню будівлі νn=0,95:

Q=700∙45,88∙1,4∙0,95=42714,3 Н =42,7 кН,

Повздовжня сила колони першого поверху рами від тривалого навантаження:

N=242,6+22,2+(226,43+169,99)∙4=1850,5 кН;

теж від повного навантаження:

N=1850+22,2+78,22∙4=2186,5 кН.

^ 4.2 Розрахунок перерізу колони, за міцністю
Бетон класу В30; Rb=17 МПа, Rbt=1,2 МПа.

Коеф. умов роботи бетону γb2=0,9.

Арматура повздовжня робоча класу А300С;

Розрахунковий опір Rs=400 МПа;

Модуль пружності Еs=200000 МПа;

Колона підвалу. Дві комбінації розрахункових зусиль:

  1. Nmax=2186,5 кН, в тому числі від довготривалих навантажень N=1850,5 кН та відповідний момент М=40,4 кН∙м, в тому числі від довготривалих навантажень М=23 кН∙м.

  2. Мmax=40,2 кН∙м, в тому числі М=30,2 кН∙м та відповідне значення N=2186,5-270,23/2=2051 кН, в тому числі N=1850,5-169,99/2=1765,5 кН.

Підбір перерізу симетричної арматури Аss’ виконаємо за другою комбінацією зусиль.

Робоча висота перерізу h0=h-a=40-5=35 см, ширина колони h=40 см.

Ексцентриситет сили ℮0=М/N=3020/2051=1,47 см.

Випадковий ексцентриситет ℮0=h/30=40/30=1,3 см,

або ℓcol/600=400/600=0,7 см, не менше 1 см.

До розрахунку приймаємо ℮0=2 см.

Знайдемо значення моментів в перерізі відносно вісі, що проходить через центр ваги найменш стиснутої (розтягнутої) арматури.

При довготривалому навантаженні:

М1+N*h/2-а)=30,2+1765,2∙(0,4/2-0,05)= 294,98 кН∙м.

При повному завантаженні:

М1max+N∙(h/2-а)=40,2+2051∙(0,4/2-0,05)=347,85 кН∙м.

Відношення ℓ0/r=400/(0,289∙40)=34,6 > 14 – слід враховувати вплив прогину колони.

Розрахункову висоту колон багатоповерхових будівель при жорсткому з’єднанні ригелів з колонами в збірних перекриттях приймається рівною висоті поверху ℓ0=ℓ. В нашому випадку ℓ0=ℓ=4,0 м.

Для важкого бетону:

φ=1+М11=1+264,98/251,4=1,85.

Значення δ=℮0/h=2/40=0,05 < δmin= =0,5+0,01∙ℓ0/h-0,01∙Rb=

=0,5+0,01∙400/40-0,01∙17=0,8; приймаємо δ=0,4.

Відношення модулів пружності: ν=Еs/Eb=200000/32500=6,2.

Задаємося коефіцієнтом армування µ1=2∙Аs/А=0,025 та обраховуємо умовну критичну силу:
Ncr=(6,4∙Eb∙А/ℓ0²)∙((r²/φ)∙(0,11/((0,1+δ)+1))+ν∙µ1∙((h/2)-а)²)=

=(6,4∙32500∙40×40/400²)∙((11,56²/1,8)∙(0,11/((0,1+0,8)+1))+6,2∙0,025∙((40/2)-5)²)= =8974,93 кН.

Обраховуємо коефіцієнт η:

η=1/(1- N/Ncr)=1/(1-2051/8974,93)=1,3.

Уточнюємо значення ексцентриситету:

℮=℮0∙η+h/2-а=2∙1,3+40/2-5=15,93 см.

Визначаємо граничну висоту стиснутої зони бетону:

ξR =ω/(1+σs1s2∙(1-ω/1,1))=0,714/(1+400/500∙(1-0,714/1,1))=0,57,

де для важкого бетону ω=0,85-0,008∙Rb=0,85-0,008∙17=0,714.

Обраховуємо:

коефіцієнт, що враховує вигин колони:

αn =N/(γb2∙Rb∙b∙h0)=2051000/(0,9∙17∙40∙35∙(100))=0,96 > ξR =0,33;

коефіцієнти:

δ’=а/h0=5/35=0,143;

α= αn ∙(℮/h0-1+ αn /2)/(1-δ’)=0,96∙(15,99/35-1+0,96/2)/(1-0,143)=0,1 > 0;

ξ=( αn ∙(1- ξR)+2∙α∙ ξR)/(1- ξR +2∙α)=

=(0,96∙(1-0,33)+2∙0,05∙0,33)/(1-0,33+2∙0,1)=0,48 > ξR =0,33.

Визначаємо площу арматури:

Аss’=(N/Rs)∙((℮/h0-(ξ/ αn )∙(1-ξ/2))/(1-δ’)=

=(203100/400∙(100))∙((15,63/35-(0,48/0,96)∙(1-0,48/2))/(1-0,143))=5,35 см².

Згідно сортаменту арматура приймаємо 3Ø16 Аs=6,03 см².

µ*1=2∙6,03/40×40=0,0075 < µ1=0,025 – перерахунок робити не потрібно.

^ 4.3 Розрахунок консолі колони
Опорний тиск ригеля Q=308,9 кН.

Бетон класу В30; Rb=17 МПа, Rbt=1,2 МПа.

Коеф. умов роботи бетону γb2=0,9.

Арматура класу А-300С; Rs=400 МПа.

Приймаємо довжину опорної площадки ℓ=30 см.

Ширині ригеля ℓbm=30 см.

Перевіряємо умову:

Q/(ℓ∙ℓbm)=308900/(30∙30∙(100))=3,43 МПа < Rb=17 МПа.

Виліт консолі з врахуванням зазору с=5 см складатиме:

1=ℓ+с=30+5=35 см, при цьому відстань а=ℓ1-ℓ/2=35-30/2=20 см.

Висоту перерізу консолі колони біля грані колони приймаємо рівною:

h=(0,7.....0,8)∙hbm=0,75∙70=53 см; при куті нахилу стиснутої грані ν=45° висота консолі біля вільного краю:

h1=53-35=18 см, при цьому h1=20 см ≈ h/2=53/2=26,5≈27 см.

Робоча висота перерізу консолі:

h0=h-а=53-3=50 см.

Оскільки ℓ1=35 см < 0,9∙h0=0,9∙50=45 см, консоль коротка.

Перевіряємо висоту перерізу короткої консолі в опорному перерізі:

Q=1,5∙Rbt∙γb2∙b∙h0²/а=1,5∙1,2∙0,9∙40∙50²∙(100)/20=810000Н,

Q=2,5∙Rbt∙γb2∙b∙h0=2,5∙1,2∙0,9∙40∙50=540000 Н,
Q=308,9 кН < 540 кН – умова виконується.

В
игинаючий момент консолі біля грані колони складатиме:

М=Q∙а=308,9∙0,2=62 кН∙м.

Площа перерізу повздовжньої арматури консолі підбираємо по згинаючому моменту біля грані консолі, збільшеному на 25% (при η=0,9):

Аs=1,25∙М/Rs∙η∙h0=1,25∙6200000/(400∙0,9∙50∙(100))=4,31 см².

Прийнято: 2Ø18 з Аs=5,09 см².

Короткі консолі висотою перерізу h=53 см > 2,5∙а=2,5∙20=50 см армуються горизонтальними хомутами та відігнутими стержнями.

Сумарна кількість відгинів, що перетинають верхню половину відрізка ℓω (від краю консолі зверху до початку консолі знизу):

Аі=0,002∙b∙h0=0,002∙40∙50=4 см².

Приймаємо 2Ø18 Аs=5,09 см². Умова Аі ≤ 25 мм – виконується.

Довжина відгинів ℓі=1,41∙25=35,3 см.

Умова dі=18 мм ≤ (1/15)∙ℓі=1/15∙353=23 мм – також виконується.

Горизонтальні хомути приймаємо Ø6 А-І. Крок хомутів S=h/4=53/4=13,3 см, прийнято S=15 см.
^ 4.4 Розрахунок стику колон

N=1765,5 кН.

Стик колон виконуємо з подвійною підрізкою.

Площа торця колони:

Аbk=(40-2∙10)∙40=800 см²,

А0=(40-5)∙(20-5)=525 см².

Товщину центруючої прокладки призначаємо 20 мм, з розмірами в плані 40/3=13,33 см.

Площа зминання: Аloc=20·20=400 см².

Rb, red=N/Аloc=1765,5/400=4,14 кН/см²; µs=0,0125.

Приймаємо зварні сітки з дроту Ø5 Вр-І; Rs=360 МПа; Аs=19,6 мм².

ψ=(µs∙Rs)/(Rb+10)=(0,0125∙400)/(17+10)=0,19.

Коефіцієнт ефективності коственого армування:

φ=1/(0,23+ψ)=1/(0,23+0,19)=2,3.

Коефіцієнт, що характеризує напружений стан зминання:

φb=³√(Аbkloc)=³√(800/400)=1,26 < 3,5.

φs=4,5-3,5∙(Аloc0)=4,5-3,5∙(400/525)=1,83.

Міцність бетону на зминання:

Rb, redb2∙Rb∙φb+φ∙µs∙Rs∙φs=

=0,9∙1,7∙1,26+2,3∙0,0125∙40∙1,83=4,3 кН/см² > Rb, red=4,14 кН/см²;

Міцність стику колон забезпечується.
^ 4.5 Розрахунок та конструювання стику ригелів через колону
Зсуваюче зусилля Ns передається по поверхнях закладних деталей.

Плече внутрішньої пари зусиль:

Zs=h-a2=700-50=650 мм.

Розтягуючи зусилля в стикових стержнях:

Nроп/Zs=35488/65=546 кН.

Необхідна площа стикових стержнів:

Аs, пт=Nр/Rs=730/40=13,65 см².

Приймаємо 3Ø25 Аs, пт=14,73 см².

5. Розрахунок елементів монолітного перекриття

^ 5.1 Компонування перекриття і збір навантажень
Монолітне ребристе перекриття компонується з поперечними головними балками та повздовжніми другорядними балками. Прольоти плити між осями ребер дорівнюють: 7,4/4=1,85 м.

Попередньо задаємося поперечним перерізом балок:

  • головна балка hгол=ℓгол/12=740/12=61 см, b=25 см;

  • другорядна балка hдр=ℓдр/15=620/15=40 см (Приймаємо hдр=40 см)b=20 см.

Розрахунковий проліт плити в поперечному напрямку дорівнює:

0=1,85-0,2=1,65 м.

Розрахунковий проліт плити в повздовжньому напрямку дорівнює:

0=6,2-0,25=5,95 м.

Відношення прольотів: 5,95/1,65=3,2 > 2 – плиту розраховуємо, що вона працює по короткому напрямку. Приймаємо товщину плити 6 см.

Підрахунок навантажень на 1м² перекриття

Вид навантаження

Нормативне навантаження,

Н/м²

Коефіцієнт надійності по навантаженню

Розрахункове навантаження, Н/м²

Постійне










плита, δ=60 мм (ρ=2500 кг/м³)

1500

1,1

1650

шар цементного розчину, (δ=20 мм; ρ=2200 кг/м³)

440

1,3

570

керамічні плитки, (δ=13 мм; ρ=1800 кг/м³)

240

1,1

253

Всього

2180

-

2473

Короткочасне

5000

1,2

6000


Повне розрахункове навантаження g+v=2473+6000=8473 Н/м².

З врахуванням коефіцієнта надійності по призначенню будівлі γn=0,95:

(g+v)∙γn=(2473+6000)∙0,95=8050 Н/м²

Згинаючі моменти визначаємо так як для багатопролітної плити з врахуванням перерозподілу моментів:

  • в середніх прольотах та на середніх опорах

М=(g+v)∙ℓ²/16=8050∙1,65²/16=1369,8 Н∙м;

  • у першому прольоті та на першій проміжній опорі

М=(g+v)∙ℓ²/11=8050∙1,65²/11=1992,4 Н∙м;

Середні прольоти плити по контуру монолітно зв’язані з балками, і під впливом виникаючих розпорів згинаючі моменти зменшуються на 20%, якщо h/ℓ ≥ 1/30/. При 6,2/200=1/32 ≥ 1/30 – умова виконується.

^ 5.2 Розрахунок плити перекриття

за першою групою граничних станів
Характеристики міцності бетону та арматури.

Бетон важкий класу В20;

Розрахункова міцність Rb=11,5 МПа = 1,15 кН/см².

Коефіцієнт умов роботи бетону γb2=0,9.

Розрахунковий опір при розтягуванні Rbt=0,9 МПа.

Арматурна проволока класу ВР-І Ø5 мм в зварній рулонній сітці:

Розрахунковий опір Rs=360 МПа = 3,6 кН/см².

Підбір перерізу повздовжньої арматури. В середніх прольотах та на середніх опорах h0=h-a=6,5-1,2=5,3 см;

А0=М/(Rb∙γb2∙b∙h0²)=139680/(11,5∙0,9∙100∙5,3²∙(100))=0,047;  ή=0,975.

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=139680/(360∙0,975∙5,3∙100)=0,74 см².

Приймаємо 6Ø5 ВР-І з А s=1,18 см² та відповідну рулону сітку марки

(5 ВрІ-100/5 ВрІ-100)2350×L(C1/30) по сортаменту.

В першому прольоті та на першій проміжній опорі h0=6:

А0=М/(Rb∙γb2∙b∙h0²)=199240/(11,5∙0,9∙100∙5,3²∙(100))=0,07;  ή=0,965.

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=199240/(360∙0,965∙5,3∙100)=1,08 см².

Приймаємо дві сітки – основну та тієї ж марки добірну з загальним числом 9Ø5 Вр-І та Аs=1,77 см².
^ 5.3 Розрахунок другорядної балки перекриття за міцністю нормальних і похилих перерізів
Розрахунковий проліт: ℓ0=6,2-0,2=5,95 м.

Величини навантаження на 1 м довжини другорядної балки:

Постійна: від плити та підлоги 2,473∙2,4=5,935 кН/м

від балки перерізом 0,2×(0,45-0,06) (ρ=2500 кг/м³), γƒ=1,1 2,15 кН/м

∑ g=8,08 кН/м

з врахуванням γn=0,95 g=8,08∙0,95=7,68 кН/м

тимчасова з врахуванням γn=0,95 v=6,2∙2,4∙0,95=14,14 кН/м

Повне навантаження g+v=7,68+14,4=21,812 кН/м

Розрахункові зусилля.

У першому прольоті М=(g+v)∙ℓ0²/11=21,8∙5,95²/11=70,16 кН∙м;

На першій проміжній опорі М=(g+v)∙ℓ0²/14=21,8∙5,95²/14=55,13кН∙м;

В середніх прольотах та на середніх опорах М=21,812∙5,95²/16=48,24 кН∙м;

Так як v/g=14,4/7,68=1,88<3 – в розрахунковому перерізі у місті обриву надопірної арматури від’ємний момент приймаємо рівним 40% від моменту на першій проміжній опорі, тоді цей момент матиме значення:

М=0,4∙48,24=19,3 кН∙м.

Поперечні сили:

  • на крайній опорі Q=0,4∙(g+v)∙ℓ0=0,4∙21,8∙5,95=51,88 кН;

  • на першій проміжній опорі зліва Q=0,6∙(g+v)∙ℓ0=0,6∙21,4∙5,95=77,83 кН;

  • на першій проміжній опорі справа Q=0,5∙(g+v)∙ℓ0=0,5∙21,4∙5,95=64,86 кН;

Характеристики бетону та арматури.

Бетон класу В20. Арматура повздовжня класу А-300С з Rs=400 МПа, поперечна класу ВР-І Ø5мм з R=260 МПа.

Визначення висоти перерізу балки. Висоту перерізу підбираємо по опорному моменту при ξ=0,35, оскільки на опорі момент визначаємо з врахуванням утворення пластичного шарніру. З таблиці А0=0,289. На опорі момент від’ємний – полки ребра знаходяться у розтягнутій зоні.

Переріз працює як прямокутний з шириною ребра b=20 см.

h0=√(M/(A0∙γb2∙Rb∙b))=√(5513000/(0,289∙0,9∙11,5∙20∙(100)))=30,35 см;

h=h0+а=30,35+3,5=33,9 см, приймаємо h=40 см, b=20 см,

тоді h0=40-3,5=36,5 см.

В прольотах переріз тавровий – полиця у стиснутій зоні. Розрахункова ширина полиці при hƒ’/h=6/40=0,15 > 0,1 дорівнює ℓ/3=620/3=200 см.
^ Розрахунок міцності по перерізам, нормальним до повздовжньої вісі.

Переріз у першому прольоті, М=70,16 кН∙м.

А0=М/(γb2∙Rb∙bƒ’∙h0²)=7016000/(0,9∙11,5∙200∙36,5²∙(100))=0,03.

ξ=0,03; х=ξ∙h0=0,03∙36,5=1,1 см < 6 см; нейтральна вісь проходить в стиснутій полиці, ή=0,985;

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=7016000/(400∙0,985∙36,5∙100)=4,88 см²,

приймаємо 2Ø18 А-300С з Аs=5,09 см².

Переріз в середньому прольоті, М=48,24 кН∙м.

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=4824000/(400∙0,985∙36,5∙100)=2,98 см²,

приймаємо 2Ø14 А-ІІІ з Аs=3,08 см².

На від’ємний момент М=19,3 кН∙м переріз працює як прямокутний:

А0=М/(γb2∙Rb∙b∙h0²)=1930000/(0,9∙11,5∙20∙36,5²∙(100))=0,07;  ή=0,96;

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=1930000/(400∙0,96∙36,5∙100)=1,38 см²;

приймаємо 2Ø10 А-300С з Аs=1,57 см².

Переріз на першій проміжній опорі, М=55,13 кН∙м, переріз працює як прямокутний:

А0=М/(γb2∙Rb∙b∙h0²)=5513000/(0,9∙11,5∙20∙36,5²∙(100))=0,20;  ή=0,885;

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=5513000/(400∙0,885∙36,5∙100)=4,33см²,

приймаємо 6Ø10 А-300С з Аs=4,71 см² - дві гнуті сітки по 3Ø10А-300С у кожній.

Переріз на середніх опорах, М=48,24 кН∙м.

А0=М/(γb2∙Rb∙b∙h0²)=4824000/(0,9∙11,5∙20∙36,5²∙(100))=0,17;  ή=0,93;

Аs=M/(Rs∙ή∙h0)=4824000/(400∙0,93∙36,5∙100)=3,55 см²,

приймаємо 4Ø12 А-300С з Аs=4,52см².
^ Розрахунок міцності другорядної балки по перерізам похилим до повздовжньої осі.

На першій проміжній опорі зліва Q=77,83 кН. Обраховуємо проекцію розрахункового похилого перерізу на повздовжню вісь с.

Вплив звісів стиснутої зони:

φƒ=(0,75∙(3∙hƒ’)∙hƒ’)/b∙h0=(0,75∙3∙6∙6)/(20∙36,5)=0,11<0,5.
Обраховуємо:

В=φb2∙(1+φƒ)∙Rbt∙b∙h0²=2∙(1+0,11)∙0,9∙20∙36,5²∙100=5323671 Н∙см, φn=0.

В розрахунковому похилому перерізі Qb=Q/2, звідси:

с=В/0,5∙ Q =5323671/(0,5∙77830)=136 см > 2∙h0=2∙36,5=73 см, приймаємо с=73 см. Тоді Q=B/c=5323671/73=72927 Н ≈ 73 кН;

Q=Q-Qb=77,83-73=4830 Н; q=Q/c=4830/73=66 Н/см.

Діаметр поперечних стержнів встановлюємо з умови зварювання з повздовжніми стержнями d=20 мм, і приймаємо d=6 мм класу Вр-ІІ, R=785 МПа. Число каркасів два, А=2∙0,283=0,566 см².

Крок поперечних стержнів S=R∙А/d=785∙0,566∙(100)/116=383 см; по конструктивним вимогам S=h/2=40/2=20 см, але не більше 15 см. Для приопорних ділянок прийнятий крок становить S=15 см. Середній частині прольоту S=(3/4)∙h=(3/4)∙40=30 см.

Перевірка по стиснутій смузі між похилими тріщинами:

μ=А/b∙s=0,566/(20∙15)=0,0018; ν=Еs/Eb=19000/27000=0,7;

φω1=1+5∙ν∙μ=1+(5∙0,7∙0,0018)=1;

φb1=1-0,01∙Rb∙γb2=1-0,01∙11,5∙0,9=0,9.

Умова Q=73830 H < 0,3∙φω1∙φb1∙Rb∙b∙h=

=0,3∙1∙0,9∙11,5∙20∙36,5∙(100)=226665 Н – виконується.

^ 6. Розрахунок і конструювання армокам’яного стовпа підвалу

за першою групою граничних станів
Повздовжня сила N=2186,5 кН.

Приймаємо глиняну цеглу М200, розчин М150. Міцність кладки на осьовий стиск R=3 МПа; ℓ0=hпідв=2,4 м.

Приймаємо для армування дріт Ø5 Вр-І; Rs=360 МПа; Ast = 0,196 см².

Приймаємо розмір чарунки с=50 мм, сітку розміщуємо через 4 ряди, тоді:

S=4(65+12)=308 мм=30,8 см.

Коефіцієнт об’ємного армування

μ=(2Ast/сS)100% =(20,196/530,8)100%=0,25% < 50% R/Rs=503/216=

=0,69%, де RsсsRs=0,6360=216 МПа, γсs=0,6 – для дроту ВР-І

Розрахунковий опір стиску армокам’яного стовпа:

Rsk=R+2μRs/100=3+(20,25360)/100=4,8 МПа.

Rsk=4,8 МПа < 2R=23=6 МПа.

Необхідна площа стовпа:

N ≤ mgφRskA; mg=1; φ=0,95

Отже: Апт=2186,5/(10,950,48)=4795 см².

Сторона стовпчика:

а=b=√Апт=√4795=69 см.

П
риймаємо стовпчик 3×3 цеглини, розміром а×b=75×75 см. із загальною площею Аст=75×75=5625 см².

ДОДАТОК

Висновок
Всі елементи було розраховано згідно СНиП 2.03.01 – 84* „Бетонные и железобетонные конструкции”.

Усі перевірки та умови раціоналізації використання матеріалів виконані.

Під час виконання курсової роботи, я більш ширше і детальніше ознайомилась із залізобетонними конструкціями, з способами вирішення конструктивних елементів, складених перерізів та вузлами з’єднання, що застосовуються для залізобетонних конструкцій, а також підвищила свої навички по користуванню нормативною та довідковою літературою.

Література


  1. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Учебник „Железобетонные конструкции. Общий курс”. Москва – Стройиздат.

  2. СНиП 2.03.01 – 84* „Бетонные и железобетонные конструкции”.

  3. СНиП 2.01.07 – 85. „Нагрузки и воздействия”.

  4. А. Я. Барашиков „Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование”. Киев „Вища школа”.



Скачать файл (189.5 kb.)

Поиск по сайту:  

© gendocs.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации
Рейтинг@Mail.ru