Подякувати Студентському архіву довільною сумою
Admin
26.02.2023 12:38
Дякуємо, що користуєтесь нашим архівом!
DevioLab
CRYPTO TRADING AUTOMATION
LIVE
AUTOMATED CRYPTO TRADING • BINANCE
Автоматизуйте свій
криптопортфель
Торгові боти DevioLab аналізують крипторинок,
автоматично відкривають і закривають позиції
та керують вашим портфелем на Binance 24/7.
CRYPTO
80 Bots
BINANCE
Spot Trading
TRADING
24 / 7
deviolab.com
Інформація про навчальний заклад
ВУЗ:
Національний університет Львівська політехніка
Інститут:
Не вказано
Факультет:
Не вказано
Кафедра:
Не вказано
Інформація про роботу
Рік:
2015
Тип роботи:
Пояснювальна записка до курсового проекту
Предмет:
Будівельні конструкції
Група:
ПЦБ-32
Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):
Міністерство освіти і науки України
Національний університет
«Львівська політехніка»
Кафедра будівельних конструкцій та мостів
Розрахунково – пояснювальна записка
до курсового проекту
з курсу «Будівельних конструкцій»
“Цивільний будинок в м.Миргород”
1. Вибір раціональної схеми і складання ескізного плану монолітного ребристого перекриття і поперечного розрізу будинку з зовнішніми несучими цегляними стінами і внутрішнім залізобетонним каркасом.
Поздовжні середні і поперечні розбивочні осі проходять через центр колон. Прив'язка зовнішніх стін «200».
Монолітне перекриття
Для монолітного перекриття приймаємо поперечне розміщення головних балок, з кроком 5600 і поздовжнє розміщення другорядних балок з кроком 1900мм, з умови забезпечення більшої жорсткості будівлі в поперечному напрямку.
Конструктивні розміри монолітного перекриття прийнято по цегляній стіні товщиною 510мм з прив’язкою по контору «200». Внутрішні несучі конструкції – залізобетонні колони і стіна жорсткості з цегли по середині будинку товщиною 380мм.
Поперечний розріз
Колони – виходячи з умов роботи колон їх поперечний переріз приймаю квадратним hc x bc = 500x500, при кількості поверхів n=6(цивільний будинок). Висота поверху 3,3м. Конструктивна схема роботи колон показана на поперечному розрізі будинку.
Покрівля – конструкція покрівлі суміщена рулонна. Матеріал 2 шари єврорубероїду, цементно – піщана стяжка – 30 , жорстка мін вата – 120 , гідроізоляційна плівка – 5 , залізобетона плита – 60 .
Фундаменти – фундаменти під колони – стовпчасті монолітні. Відмітку поверхні фундаменту приймаємо на 150мм нижче відмітки рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – 1,35м.
2.Розрахунок монолітного ребристого перекриття:плити та другорядної балки
2.1. Конструювання конструктивної схеми монолітного з/б перекриття з балковими плитами.
Приймаємо:
Головна балка:
Довжина балки Lmb=acol=7600мм
Висота балки: hmb=Lmb=800мм
Ширина балки: bmb=(0,3…0,4) hmb=400мм
Крок балок amb=5600
Другорядна балка:
Довжина балки Lsb = amb=5600мм
Висота балки: hsb=Lsb=400мм
Ширина балки: bsb=hsb=200мм
Крок балок asb=Lmb=1900мм
Співвідношення сторін фрагменту монолітної плити:
, отже плита відноситься до балкового типу.
2.2. Розрахунок та конструювання монолітної плити балкового типу.
2.2.1 Обчислення навантажень на 1 м2 перекриття
Табл. 1. Збір навантажень на плиту перекриття
Вид навантаження
Нормативне навантаження,
кН/м2
Розрахункове навант.,
кН/м2
Постійне
Керамічна плитка
t=0.015м, ρ=1900 кг/м3
0,285
1,1
0,3135
Клейовий розчин
t=0.01м, ρ=2200 кг/м3
0,22
1,3
0,286
Цементно-піщаний розчин
t=0.03м, ρ=2200 кг/м3
0,66
1,3
0,858
Жорстка мін-ватна плита
t=0.06м, ρ=250 кг/м3
0,15
1,3
0,195
З/б плита
t=0.06м, ρ=2500 кг/м3
1,5
1,1
1,65
Всього
gn = 2,815
g=3,3025
Тимчасове
Характеристичне навантаження на перекриття
1,2
Повне навантаження
2.2.2. Визначення розрахункових прольотів
Крайній розрахунковий проліт дорівнює відстані від грані другорядної балки до осі опори плити в стіні.(рис.2.1):
l01=lpl-a-0,5×bsb+cpl/2=1900-200-0,5×200+120/2=1660мм
Середній розрахунковий проліт дорівнює відстані між гранями другорядної балки.(рис.2.1):
l02=lpl–bsb=1900–200=1700мм
Рисунок 2.1 Визначення розрахункових прольотів
2.2.3. Статичний розрахунок
Розрахунок проводимо з врахуванням коефіцієнта надійності щодо призначення γn=0,95
Навантаження на плиту. Плита розраховується як нерозрізна балка шириною bр1=1м
= 0,95× (g + v) ×bpl = 0,95× (3,3025+5.04)×1=7,93кН/м
2.2 Розрахункова схема плити
2.2.4. Розрахунок робочої арматури
Приймаю бетон класу В20 з такими розрахунковими параметрами: Враховуючи коефіцієнт умови роботи бетону γb2 =0,9
Rb=11.5*0,9 = 10.35 MПa
2.2.4.1. Перевіряю прийняту товщину плити.
Відносна висота стисненої зони
ξ= (0,15..0,25) = 0,15 b= 1000мм
Відносний статичний момент стисненої зони
аm= ξ (1-0,5ξ )=0,15(1-0,5*0,15)=0,13875
Робоча висота перерізу
h0=см
Визначаю відстань від розтягнутої грані плит до центру ваги розтягнутої арматури.
Захисний шар бетону в плитах товщиною <100мм приймаю аь - 10мм, враховуючи пожежні вимоги приймаю аБ=20мм. Передбачається арматура діаметром 6 мм.
Отже, товщина плити
h=h0+as=37+23=60мм
Приймаю hpl=60мм.
Робоча висота перерізу
h0=hpl–as=60–23=37 мм.
Діаметр арматури 6 мм, клас А400С.
2.2.4.2. Розрахунок арматури в крайньому прольоті.
МАВ=1,99 Кн*м
Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони
Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит.
As=184>As,nec=164мм2
Для крайніх прольотів плити приймаю сітки С1 для робочої арматури діаметром 6 мм і кроком 250мм.
При діаметрі робочої арматури 6мм і кроком 250мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
2.2.4.3. Розрахунок арматури на першій проміжній опорі:
МВ=1,56 Кн*м
Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони
Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит.
As=126>As,nec=122.7мм2
Для проміжної опори плити приймаю сітки С3 для робочої арматури діаметром 4 мм і кроком 100мм.
При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
2.2.4.4. Розрахунок арматури в середньому прольоті і над середньою опорою в крайньому прольоті:
МВС=МС=1,43 Кн*м
Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони:
Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування:
– для плит.
As=141>As,nec=115мм2
Для середнього крайнього прольоту плити приймаю сітки С2 для робочої арматури діаметром 6 мм і кроком 200мм.
При діаметрі робочої арматури 6мм і кроком 200мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
Для середньої опори крайнього прольоту плити приймаю сітки С4 для робочої арматури діаметром 8 мм і кроком 250мм.
При діаметрі робочої арматури 8мм і кроком 250мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
2.2.4.5. Розрахунок арматури в середньому прольоті і над середньою опорою в середньому прольоті:
МВСІ=МСІ=0,8*1,43=1,144 Кн*м
Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони:
Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування:
– для плит.
As=94>As,nec=91мм2
Для середнього прольоту плити приймаю сітки С2а для робочої арматури діаметром 6 мм і кроком 250мм.
При діаметрі робочої арматури 6мм і кроком 250мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
Для середньої опори середнього прольоту плити приймаю сітки С4а для робочої арматури діаметром 6 мм і кроком 250мм.
При діаметрі робочої арматури 6мм і кроком 250мм розподільчі стержні приймаю 3мм з кроком 300мм.
Марка сітки
2.3. Розрахунок другорядної балки.
Другорядна балка розраховується як нерозрізна багато пролітна балка, опорами якої є головні балки.
Для крайніх прольотів розрахунковим є відстань від центра опори на стіні до грані крайньої головної балки.
Навантаження на другорядну балку збираю з смуги шириною 1900мм. що дорівнює відстані між другорядними балками.
Навантаження підлоги і з/б плити
g=3,3025кН/м2
Постійне навантаження:
-від маси перекриття підлоги:
g1=3,3025*1,9=6,3кН/м
-від маси ребра другорядної балки:
g2=b*(h – hf)*ρ*9,81 =0,2*(0,4 – 0,06)*2,5*9,81= 1,7кН/м
Сумарне постійне навантаження:
g=(g1+g2)γn =(6,3+1,7)*0,95=7,6 кН/м
Тимчасове навантаження :
υ=5,04*0,95*1,9=9,1 кН/м
Повне навантаження на балку:
q=g+ υ=7,6+9,1=16,7кН/м
Згинальні моменти знаходжу з врахуванням перерозподілу навантажень внаслідок пластичних деформацій.
В першому прольоті
На проміжній опорі
В середньому прольоті
При співвідношенні υ/g=9,1/7,6=1,2
Знаходимо поперечні сили біля грані опори.
На крайній опорі
На першій проміжній опорі зліва
На першій проміжній опорі з права і на решті опор зліва
2.3.1. Визначення висоти перерізу балки
Мінімальну висоту знаходимо по опорному моменту МВ=33,82кН,
Приймаю ширину ребра b=150мм.
Приймаю відносну висоту стисненої зони для балок виходячи з умов нормального армування
h0=см
Захисний шар бетону в балці >25см приймаю при діаметрі арматури 20мм ab=20мм
Повна висота перерізу
Приймаю h=350мм
Робоча висота балки в прольотах при розташуванні арматури в 1 ряд
h01=h - as=350-20-20*0,5=320мм
2.3.2. Розрахунок міцності нормальних перерізів
Переріз поздовжньої арматури в розтягнутій зоні визначаю по найбільшим моментам в прольотах і біля опор.
При розрахунку за додатними моментами переріз балки приймаю тавровий, тому що плита знаходиться в стиснутій зоні, розрахункову ширину полички таврового перерізу приймаю в залежності від відношення:
, тому:
bf=asb=1900мм,
При розрахунку за від'ємними моментами переріз балки приймаю прямокутним з шириною ребра 200мм.
Поперечну арматуру каркасів балки приймаю класу А-ІІI з розрахунковим опором Rs=365 МПа.
2.3.3. Розрахунок перерізу робочої арматури
В першому прольоті М1=43,05кНм
Ширина полички таврового перерізу bf=1900мм.
Корисна висота перерізу h0=322мм
Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони
Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаю 2Ø16А400С As,fac=4,02> As,nes=3,69см2
Крайні прольоти армуємо двома каркасами Кр1. В кожному каркасі один ряд поперечних стержнів діаметром 16мм. Верхні стержні каркасу Кр1 приймаю конструктивно 2Ø10А400С
В середніх прольотах момент МВС=28,22кНм
Ширина полички таврового перерізу bf=1900мм.
Корисна висота перерізу h01=325мм
Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони
Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø14А400С As,fac=3,08> As,nec=2,4см2
Середні прольоти армую двома каркасами Кр2. В кожному каркасі один поздовжній стержень діаметром 14мм.
Оскільки в середніх прольотах на відстані 0,4l не виникають від'ємні моменти то верхні стержні каркасів Кр2 приймаю конструктивно.
Приймаю 2Ø10А-40С .
На першій проміжній опорі виникають від'ємні моменти Мв=-33.82кНм
Ширина полички таврового перерізу bf =150мм.
Корисна висота перерізу h01=350–20=330мм.
Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони
Площа перерізу арматури
Над опорою проектуємо 2 зварні сітки, площею на 1м полички другорядної балки шириною 1,9м.
Проектую над опорою сітку С5 з поперечною робочою арматурою діаметром 6мм класу A400С з кроком 300мм.
As,fac=0,94> As,nes=0,87см2
Марка сітки
Над другою проміжною опорою
приймаю сітку
2.3.4. Розрахунок міцності похилих перерізів (на дію поперечної сили)
Максимальна зрізуючи сила =53.36кН
Робоча висота перерізу h0=300-20-16/2=322мм
Розрахунковий опір бетону на розтягання Rbt=0,9*0,9=0,81 МПа
А) Розрахунок по стисненій смузі
Qmax<Qu
Qmax=53,36 кН
Qu=0,3*φw1* φb1* Rb*b*h0=0,3*1,004*0,8965*10,35*0,1*15*32,2=134,99кН.
h0=322мм
b=150мм
Rb=10,35 МПа
φb1=1-β*Rb=1-0,01*10,35=0,8965
φw1=1+5*αsw* μsw =1+5*0,74*0,0011=1,004
αsw= Esw / Eb=20000/27000=0,74
μsw =nw*Asw/b*sw=2*0,126/15*15=0,0011
Qmax=53,36кН < Qu=134,99кН
Умова задовольняється
Б) Перевірка несучої здатності похилого перерізу
-підбір кроку хомутів
за блок-схемою 14 Барашиков А.Я.:
k=1
Qmax=53,36 кН
h0=322мм
q1 =g+v/2=7,6+9,1/2=12,15 кН/м
qа =0,16φb4(1+ φn) Rbtb=0,16*1,5*1*0,81*0,1*15=0,2916кН/см=29,16кН/м
qа =29,16 ≥ q1 =12,15 , умова виконується, отже
с=2,5h0=2,5*322=805 мм
Q= Qmax – q1c=53,36 – 12,15*0,805=43,58 кН
Qb= φb4(1+ φn) Rbtbh02/c=1,5*1*0,81*0,1*15*32,22/80,5=23,47 кН
Q=43,58 ≤ Qb=23,47, умова не виконується, необхідна поперечна арматура.
k=1
Mb= φb2k Rbtbh02=2*1*0,81*0,1*15*32,22=2519,52 кНсм=25,1952 кНм
Qb1=2(Mbq1)1/2=2*(25,1952*12,15) 1/2=34,993 кН
Qmax=53,36кН ≤ Qb1/0,6=34,993/0,6=58,32 кН, умова виконується, тому
qsw1= (Qmax2 - Qb12)/4Mb=(53,362-34,9932)/(4*25,1952)=16,102 кН/м
qsw2= (Qmax - Qb1)/2h0=(53,36-34,993)/(2*0,322)=28,52 кН/м
qsw1=16,102 ≥ qsw2=28,52, умова не виконується , отже
qsw3=qsw2=28,52 кН/м
Qb,min=φb3kRbtbh0=0,6*1*0,81*0,1*15*32,2=23,47 кН
qsw,min= Qb,min/2h0=23,47/(2*32,2)=0,3644 кН/см = 36,44 кН/м
qsw3 = 28,52кН ≥ qsw,min = 36,44кН, умова не виконується,отже
qsw = Qmax/2h0+ (φb2/ φb3)q1 - ((Qmax/2h0+(φb2/ φb3)q1)2-( Qmax/2h0)2)1/2 = 53,36/(2*32,2) + (2/0,6)*0,1215 - ((53,36/(2*32,2)+ (2/0,6)*0,1215)2-(53,36/(2*32,2))2 )1/2=0,829+0,405-(1,52-0,687)1/2=0,321кН/см=32,1кН/м
s=RswnAsw1/qsw=270*0,1*4*0,071/0,321=23,89см
smax= φb4(1+ φn) Rbtbh02/Q=1,5*1*0,81*0,1*15*32,22/43,58=43,36см
h≤450
s=1/2h=175мм
Приймаю S=150мм
-перевірка міцності
За блок – схемою 11 перевіряю міцність похилого перерізу:
Qu1=φb3(1+ φn)Rbtbh0=0,6*1*0,81*150*322=23,47кН
Q=43,58≤ Qu1=23,47
h≤450
s=150
smax= φb4(1+ φn) Rbtbh02/Q=1,5*1*0,81*0,1*15*32,22/43,58=43,36см
s≤smax
Qb,min=φb3kRbtbh0=0,6*1*0,81*0,1*15*32,2=23,47 кН
qsw,min= Qb,min/2h0=23,47/(2*32,2)=0,3644 кН/см = 36,44 кН/м
qsw = RswnAsw1/s=27*4*0,071/15=0,51кН/см
qsw =51≥ qsw,min=36,44
Mb= φb2kRbtbh02=2*1*0,081*15*32,22=25,195кНм
с0=( Mb / qsw)1/2=(25,195/51)1/2=0,703м
с0=0,703м≤2h0=0,644м, умова не виконується
с0=2h0=0,644м
Qu,2= Qb,min+ qsw c0=23,47+51*0,644=56,314кН
Q=43,58≤ Qu,2=56,314
Несуча здатність похилого перерізу недостатня.
Приймаю більший діаметр хомутів – 5мм.
qsw = RswnAsw1/s=26*0,196/15=0,34кН/см
qsw =34≥ qsw,min=36,44
с0=2h0=0,644м
Mb= φb2kRbtbh02=2*1*0,081*15*32,22=25,195кНм
Qu,2= 2qsw c0=2*34*0,64=43,52кН
Q=43,58≤ Qu,2=43,52
Міцність забезпечується.
3.Розрахунок монолітної залізобетонної колони нижнього поверху, монолітного фундаменту під колону
Висота поверху 3,3м, Сітка колон 5,6х7,6
Матеріали та їх характеристики:
Бетон В20 Rb=0,9*11,5=10,35МПа,
Rbt=0,9*0,9=0,81МПа,
Eb=27000МПа,
Арматура класу А400С Rs=365Мпа, Rsw=290МПа
Переріз колони приймаю 500х500мм, для цивільного будинку з 6-ма поверхами.
Навантажена площа від покриття і перекриття при сітці колон 5,6*7,6=42,56м2
Вид навантаження
Нормативне навантаження кН/м2
Коефіцієнт надійності
Розрахункове навантаження кН/м2
Покрівля
Рубероїдна покрівля
0,26
1,3
0,338
Цементна
стяжка t*ρ=0.03*2200*0.01
0,66
1,3
0,858
Жорстка мінвата
t*ρ=0.12*250*0.01
0,3
1,3
0,39
Пароізоляція
0,05
1,3
0,065
Разом
1,27
1,651
Снігове
1,6
1,04
1,664
Короткочасне
0,75
1,04
0,78
Конструкції покриття
з/б плита
t*ρ=0.06 *2500*0.01
1,5
1,1
1,65
другорядна балка
0,56*
1,1
0,616
головна балка
1,3**
1,1
1,43
Разом
3,36
3,696
Міжповерхове
Керамічна плитка
0,285
1,1
0,3135
Клейовий розчин
0,22
1,3
0,286
Цементно-піщаний розчин
0,66
1,3
0,858
Жорстка мін ватна плита
0,15
1,3
0,195
з/б плита
1,5
1,1
1,65
другорядна балка
0,56*
1,1
0,616
головна балка
1,3**
1,1
1,43
Всього
4,675
5,349
Корисне навантаження
4,2
1,2
5,04
Тривале
2,1
1,2
2,52
Всього
10,975
12,909
** Навантаження від головної балки: g0=ρbmbhmb/amb=2,5*0,4*(0,8-0,06)*9,81/5,6=1,3 кН/м2
* Навантаження від другорядної балки: g0=ρbsbhsb/asb=2,5*0,15*(0,35-0,06)*9,81/1,9=0,56 кН/м2
Розрахункове навантаження
від покрівлі N1=5,347*42,56=227,57 кН
від снігового навантаження N2=2,44*42,56=103,085 кН
від міжповерхових перекриттів N4=6*12,909*42,56=3296,44 кН
вага колони на 2 – 7 поверхах N5=6*0,5*0,5*3,3*25*1,1=136,13 кН
Повне навантаження на колону N=3660,14*0,95=3477,13кН
Тривале навантаження Nl=(5,347+6*5,349)*42,56+136,13=1729,62 кН
Розрахунок колони першого поверху
Попередньо визначимо відношення
Розрахункова довжина колони
l01=0,7(H+0,15)=0,7(3,3+0,15)=2,415
Визначення гнучкості колони
Отже необхідно врахувати прогін колони. Для цього визначаю ексцентриситет
Для розрахунків приймаю більше значення ексцентриситету. Розрахункова довжина =2,415<20hc=10, тому розрахунок проводжу по формулі
при і інтерполюючи дані з табл. 4
φb=0,92, φsb=0,925
коефіцієнт φb=0,92<φsb=0,925 то приймаю, φ=0,92
Визначаю площу перерізу арматури
Приймаю арматуру 4Ø36А400С, де As,fac=40,72 > As,nec=38,11см2
Коефіцієнт армування μ=40,72/(50*50)=0,016> μmin=0,005
Перевірка несучої здатності
Nfac=ήφ(Rbbchc+Rsc(As+A’s))
Nfac=1*0,9*(1,035*50*50+36,5*40,72)=3666,402>Nnec=3660,14
Міцність забезпечена
Поперечна арматура прийнята діаметром 12 мм класу А400С з кроком 450мм<20d=20*50=1000мм.
3.1Розраховую навантаження на фундаменти від колони 1-ого поверху з врахуванням γn=0,95
Приймаю бетон фундаменту класу В20 , арматуру класу А240С(АІ). Грунт основи – пісок середньої крупності, неоднорідний, середньої щільності
20кН/м3-густина фундаменту
0,45МПа-розрахунковий опір грунту
1,15кН/м3-середній коефіцієнт надійності щодо навантаження
Rb=0,9*11,5=10,35 МПа,
Rbt=0,9*0,9=0,81 МПа,
N=3660,14кН, переріз колони 0,50х0,50
Визначаю нормативне навантаження на фундаменти
Nn=N/1,15=3182,73кН
Попередньо задаюся висотою фундаменту
Н=1350мм
Глибина закладання фундаменту
Н=1500мм
Площа підошви фундаменту
А=Nn/(R0-γH1)=3182,73*103/(0,45*106-20*1,5*1000) =7,58 м2
γ=20кН/м3 – густина фундаменту і ґрунту
Сторона підошви фундаменту a=A1/2=2,75м
Приймаю сторону підошви фундаменту рівну 3,3м
Тиск на ґрунт від розрахункового навантаження
Pn=N/a2=3660,14/10,89=336,1 кН/м2
Робоча висота фундаменту з умови продавлювання
h0=-(hc+bc)/4 + 0,5(N/(Rbt+P))1/2=-(0,5+0,5)/4 + 0,5(3660,14/(0,81*103+336,1))1/2 =0,64м
Повна мінімальна висота фундаменту
Hfmin=h0+ab=0,64+0,07=0,71м,
де ab=0,07 без бетонної підготовки
Висота фундаменту із умов защемлення колони
Н=1,5hc+0,25=1,5*0,5+0,25=1,0м
Згідно конструктивних вимог
Hf≥18d+25=18*3,6+25=89,8см
Приймаю висоту фундаменту Hf=1350мм (кратно 450). Приймаю 3 сходинки.
3.2 Мінімальна робоча висота нижньої сходинки.
Приймаємо висоту сходинки h1=450мм
Перевіряємо робочу висоту сходинки на міцність по поперечній силі, без попереднього армування в кожному перерізі.
Поперечна сила на 1,0м ширини січення.
Q1=0,5(a-hc-2h0)Р=0,5(3,3-0,5-2*1,28)*336,1=40,33кН
Максимальна поперечна сила яку витримує бетон при одиниці ширини перерізу b=1000мм
Qb=φb3(1+φf+φn)Rbtbh01=0,6(1+0+0)*0,81*1000*1*0,38=184,68кН
Умова Q1=40,33<Qb=184,68кН виконується отже міцність забезпечується.
3.3 Розрахункові згинальні моменти в перерізах
Переріз І – І
М1=0,125Р(a - hc)2b=0,125*336,1(3,3-0,5)2*3,3=1086,95кНм
Переріз ІІ – ІІ
М2=0,125Р(a – a1)2b=0,125*336,1(3,3-1,2)2*3,3=611,41кНм
Переріз ІІІ – ІІІ
М3=0,125Р(a – a2)2b=0,125*336,1(3,3-2,1)2*3,3=199,64кНм
Площа перерізу арматури
A1=M1/0,9hfRs=1086,95/0,9*1,28*280*0,1=33,7см2
A2=M2/0,9h01Rs=611,41/0,9*0,83*280*0,1=29,23см2
A1I=A1/b=33,7/3=11,233 см2/1мп
Приймаю 2 зварні сітки з однаковою в обох напрямках робочою арматурою з стержнів Ø18А400С, з кроком робочої арматури 400мм
As,fac=12,72>As,nec=11,23см2
для двох сіток:As,fac=66,36>As,nec=5,615см2
4. Розрахунок цегляного стовпа
Розрахунок цегляного стовпа проводимо 1-ого поверху. Марка цегли М150, марка розчину М150, розрахунковий опір R=2,4МПа. Задаюся початковими розмірами стовпа 1,29х1,29м. N=3660,14кН. φ=0,975.
Розрахунковий опір цегляної кладки
R=Rγс=2,4*1=2,4МПа
Несуча здатність цегляного стовпа
Nu=mgφRA=1*0,975*2,4*1000*1,29*1,29=3893,994≥N=3660,14кН
Міцність цеягляного стовпа забезпечена.
Список літератури:
Барашиков А.Я. та інші. Залізобетоні конструкції:Підручник – К.: Вища школа,1995.
Бучок Ю.Ф. Будівельні конструкції:Основи розрахунку:Підручник. – К.:Вища школа, 1994. – 447с.
Конспект з курсу “Будівельеі конструкції”.
Проектування монолітного та збірного залізобетонного перекриття багатоповерхового будинку з несучими цегляними стінами. Методичні вказівки до першого курсового проекту з дисципліни “Залізобетонні та кам'яні конструкції”/Уклад.Гладишев Г.М., Шпак М.М. – Львів: НУ”Львівська політехніка”, 1994. – 60с.
Стасюк М.І. Залізобетонні конструкції . Ч.І. Основи розрахунку залізобетонних конструкцій за граничними станами: Навч. посібник. – К.:ІЗМН, 1997. – 272с.
ДБН В.1.2-2:2006.Навантаження і впливи. – К.: Мінбуд України, 2006.-60с.
СНиП 2.03.01-84*. Бетоные и железобетоные конструкции/ Госстрой СССР. – М.:ЦИТП Госстроя СССР, 1989 – 80с.
СНиП 2-22-81. Каменые и армокаменные констрцкии/Госстрой СССР. – М.:Стройиздат, 1983.
ДСТУ 3760:2006.Прокат арматурний для залізобетоних конструкцій. Загальні технічні умови. – К.:Держстандарт України, - 2006. – 28с.
Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!
0%
Оголошення від адміністратора