Міністерство освіти і науки України Національний університет «Львівська політехніка» Кафедра будівельних конструкцій та мостів Курсовий проект з «Будівельних конструкцій» Вмконав: Ст.гр ПЦБ – 31 Перевірив: Шпак М.М Львів 2007 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 і поздовжнє розміщення другорядних балок з кроком 1800мм, з умови забезпечення більшої жорсткості будівлі в поперечному напрямку. Конструктивні розміри монолітного перекриття прийнято по цегляній стіни 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 приймають квадратним hc x bc = 300x300, при кількості поверхів n=7. Висота поверху 3,0м. Конструктивна схема роботи колон показана на поперечному розрізі будинку. Покрівля – конструкція покрівлі суміщена рулонна. Матеріал 4 шари єврорубероїду, цементно – піщана стяжка, утеплювач, пароізоляція, цементно – піщана стяжка. Фундаменти – фундаменти під колони – стовпчасті монолітні. Відмітку поверхні фундаменту приймаємо на 200мм нижче відмітки рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – 1,05м. 1. Конструювання конструктивної схеми монолітного з/б перекриття з балковими плитами. Приймаємо: Головна балка: Довжина балки Lmb = acol = 6400 мм. Висота балки: hmb=
Lmb=800мм Ширина балки: bmb=(0,3…0,4) hmb=240(300мм) Крок балок amb=6200 Другорядна балка: Довжина балки Lsb = amb=6200мм Висота балки: hsb=
Lsb=310мм Ширина балки: bsb=
hsb=155мм Крок балок asb=
Lmb=1600мм Співвідношення сторін фрагменту монолітної плити:
отже плита відноситься до балкового типу. 2. Розрахунок та конструювання монолітної плити балкового типу. 2.1. Обчислення навантажень на 1 м2 перекриття Вид навантажень Товщина мм Густина кг/м3 Нормативне навантаження кН/м2 Коефіцієнт надійності щодо навантаження
Розрахункове навантаження кН/м2  Постійне  Паркет 15 700 0,105 1,1 0,1155  Клей 5 600 0,03 1,3 0,039  Цементно піщана стяжка 30 2200 0,66 1,3 0,546  Звукоізоляція(Шлак) 60 700 0,42 1,3 0,546  з/б плита 60 2500 1,5 1,1 1,65  Всього gn=2.493 - g =2,9312  Тимчасове корисне - - υn=3.6 1,2 υ=4.32  Тривале навантаження qпІ = 0.7υn, - - υnl=2.52 1,2 υl=3.024  qn=gn+ υn=2.493 +3.6 = 6.093кН/м2 qпl =gn+υnl=2,493 + 2.52 = 5.013 кН/м2 ql=g + υl=2,8922 + 3.024 = 5.91 кН/м2 q=g + v=2.93 + 4.32 = 7.25кН/м2 2.2. Визначення розрахункових прольотів Середній розрахунковий проліт дорівнює відстані між гранями другорядної балки l01=l1-bsb=1600-155=1445мм Крайній розрахунковий проліт дорівнює відстані від грані другорядної балки до осі опори плити в стіні, (рис. 2.1) l'01=l’1–200–0,5bsb=1600–200–77.5+60=1385.5 Рисунок 2.1 Визначення розрахункових прольотів (розріз 1-1)
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 = 1 м q = 0.95(g + v)bpl = 0.95(2.61+6.912)1 = 9.0459 кН/м
2.3. Розрахунок робочої арматури Приймаємо бетон класу В15 з такими розрахунковими параметрами: Враховуючи коефіцієнт умови роботи бетону γb2 =0,95 Rb=8,5*0,9 = 7,65 MПa 2.4.1. Перевіряємо прийняту товщину плити. Відносна висота стисненої зони ξ= (0,15..0,25) = 0,15 b= 1000мм Відносний статичний момент стисненої зони αm= ξ (1-0,5ξ )=0,15(1-0,5*0,15)=0,139 Робоча висота перерізу h0=
Визначаємо відстань від розтягнутої грані плит до центру ваги розтягнутої арматури. Захисний шар бетону в плитах товщиною <100мм приймаємо аь - 10мм. Передбачається арматура діаметром 4мм
Отже, товщина плити h=h0+as=42+12=54мм Приймаємо hpl=60мм. Робоча висота перерізу h0=hpl–as=60–12=48мм. Коефіцієнт повноти стисненої зони α=0,85 – для бетону класу В15. ω=α–0,008Rb=0,85–0,008*7,65=0,79 Оскільки коефіцієнт роботи бетону γb2=0,9 то σsc,u=400МПа. Граничне значення відносної висоти, якщо розрахунковий опір арматури на розтяг Rs=365МПа
Діаметр арматури 4мм, клас Вр-1. Плиту армуємо рулонними сітками з поздовжньою рядовою арматурою. Сітки розкочуємо вздовж головних балок через всі прольоти, по низу плити і над всіма опорами по верху. 2.4.2. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в крайньому прольоті. М2=1,41 Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит. Для середніх прольотів плити і над середніми, опорами на ділянці між осями А-Б і В-Г приймаємо сітки С1 для робочої арматури діаметром 4мм і кроком 100мм. As=101>As,nec=84мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. Марка сітки
2.4.3. Визначення перерізу арматури в крайньому прольоті і на першій проміжній опорі плити. М1=1,78 Розраховуємо плиту яка не обмежена зі всіх сторін балками. Відносний статичний момент стисненої зони.
Відносна висота стисненої зони
Оскільки
=0,01<
R=0,56 то
Площа переріза арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит. В крайніх прольотах і над першою проміжною опорою вкладаємо сітку С1 і додатково сітку С2. При діаметрі робочої арматури 4мм в додатковій сітці площа перерізу арматури дорівнює
Приймаємо додаткову сітку С2 з робочою поздовжніми стержнями діаметром 4мм, і кроком 350мм Переріз арматури As=0,38>As,nec=0,96мм2 2.4.4. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в середньому прольоті. Момент зменшуємо на 20%
Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
– для плит. Для армування середніх прольотів між осями А-Б і В-Г приймаємо сітки С3 із стержнів діаметром 4мм і кроком 150мм. Площа перерізу As=75>As,nec=71мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. Марка сітки
В крайніх прольотах і над першою опорою між осями укладаємо сітку С3 і додаткову С4 діаметром 3мм. Площа перерізу As=75>As,nec=71мм2
Приймаємо арматуру діаметром 3мм з кроком 125мм. Площа перерізу As=38>As,nec=35,52мм2 Марка сітки
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 збираємо з смуги шириною 1600мм. що дорівнює відстані між другорядними балками. Навантаження підлоги і з/б плити g=2,49кН/м2 Постійне навантаження: від маси перекриття підлоги g1=2,93*2=5,86кН/м2 від маси ребра другорядної балки g2=b*(h – hf)*ρ*9,81*γn=0,2*(0,3 – 0,06)*2,5*9,81*0,9= 1,12кН/м2 Сумарне постійне навантаження g=g1+g2=5,86+1,12=6,98 кН/м2 Тимчасове навантаження υ=4,32*0,9*2=7,776 кН/м2 Повне навантаження на балку q=g+ υ=6,98+7,776=14,756 кН/м2 Згинальні моменти знаходимо з врахуванням перерозподілу навантажень внаслідок пластичних деформацій. В першому прольоті
На проміжній опорі
В середньому прольоті
При співвідношенні υ/g=7,776/6,98=1,11≈1 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


3.1. Визначення висоти перерізу балки Мінімальну висоту знаходимо по опорному моменту МВ=38,70кН, Ширина ребра b=155мм Приймаємо відносну висоту стисненої зони
для балок виходячи з умов нормального армування
h0=
см Захисний шар бетону в балці >25см приймаємо при діаметрі арматури 18мм ab=20мм Повна висота перерізу
Приймаємо h=450мм Робоча висота балки в прольотах при розташуванні арматури в 1 ряд h01=h - as=450-20-18*0,5=421мм 3.2. Розрахунок перерізу робочої арматури В першому прольоті М1=47кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1600мм. Корисна висота перерізу h01=421мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø16АІІI As,fac=4,02> As,fac=3,18см2 Крайні прольоти армуємо двома каркасами Кр1. В кожному каркасі один ряд поздовжніх стержнів діаметром 18мм. Верхні стержні каркасу Кр1 приймаємо конструктивно 2Ø9АІII В середніх прольотах момент Му=-Мс=33,45кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1600мм. Корисна висота перерізу h01=421мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø12АІІI As,fac=2,28> As,nec=2,19см2 Середні прольоти армуємо двома каркасами Кр2. В кожному каркасі один поздовжній стержень діаметром 12мм. Оскільки в середніх прольотах на відстані 0,4l не виникає від'ємних моментів то верхні стержні каркасів Кр2 приймаємо конструктивно 2Ø8АІII. На першій проміжній опорі виникають від'ємні моменти Мв=-38.70кНм Ширина полички таврового перерізу bf =155мм. Корисна висота перерізу h01=450–20=430мм. 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 1,6м.
Проектуємо над опорою сітку С5 з поздовжньою робочою арматурою діаметром 3мм класу AІII з кроком 100мм. As,fac=1.57> As,fac=0,70см2 Марка сітки !!!!!!!!!!!!! 3.4. Розрахунок міцності похилих перерізів (на дію поперечної сили) Максимальна зрізуючи сила
=51.24кН Робоча висота перерізу h01=450-20-18/2=421мм Розрахунковий опір бетону на розтягання Rbt=0,75*0,9=0,675 Мпа Арматура класу Вр1- 5,Rsw=260 МПа А)Розрахунок по стисненій смузі Qmax<Qbc,u (1)




Qmax=115,92<Qbc,u =149,7 Умова (1) задовольняється Б)Розрахунок несучої здатності похилого перерізу Qmax<Qwb,u Qwb,u=Qwu + Qbu Інтенсивність хомутів




,бо q1≤0,56qsw=0,56*0,068=0,038 Проекція похилої тріщини с0: h0<с0<2h0 47,1<81,28<94,2 Qsw.u= qswc0=0,68*81,28=55,27
умова виконується Qwb,u=Qwu + Qbu =43,522+76,53=120,05 Qmax-=67,7<Qwb,u =120,05 Умова задовільняється Розрахунок монолітної залізобетонної колони Висота поверху 3 м, Сітка колон 6,4х6,2 Матеріали та їх характеристики: Бетон В25 Rb=0,9*14,5=13,05Мпа, Rbt=0,9*0,9=0,81Мпа, Арматура класу А400С Rs=365Мпа, Rsw=290Мпа Переріз колони приймаємо 300х300мм Визначення навантаження Вантажена площа від покриття і перекриття при сітці колон 6,4*6,2=39,68м2 Розрахункове навантаження від покрівлі N1=2,071*39,68=82,17кН від снігового навантаження N2=0,7*39,68=27,776кН від покриття N3=2,596*39,68=103,009кН від міжповерхових перекриттів N4=2*16,88*35,1=1184,97кН вага колони на 2 – 3 поверхах N5=2*0,3*0,3*3*25*1,1=14,85кН На першому поверсі b1=0,3*0,3*3*25*1,1=7,45кН Повне навантаження на колону N=1420,225*0,95=1349,21кН Тривале навантаження Nl=1269кН Розрахунок колони першого поверху Попередньо визначимо відношення
Розрахункова довжина колони l01=0,7(H+0,15)=0,7(3+0,15)=2,205 Визначення гнучкості колони
Отже необхідно врахувати прогін колони. Для цього визначимо ексцентриситет

Для розрахунків приймаємо більше значення ексцентриситету. Розрахункова довжина
=2,205<20hc=8,4, тому розрахунок проводимо по формулі
Задаємося процентом армування 0,5% і вираховуємо ` при
і
інтерполюючи дані з табл. 4 φb=0,91, φsb=0,914 коефіцієнт φ1=0,91<φsb=0,914 то приймаємо, φ=φ1=0,91 Визначаємо площу перерізу арматури
Приймаємо арматуру 4Ø20АІІІ, де As,fac=13.85> As,nec=13.75см2 Коефіцієнт армування μ=13.85/(30*30)=0,01> μmin=0,005 Первірка несучої здатності Nfac=ήφ(Rbbchc+Rsc(As+A’s)) Nfac =1*0,91(1,305*30*30+36,5*13.25)=1375,36>Nnec=1334,59 Міцність забезпечена Розраховуємо навантаження на фундаменти від колони 1-ого поверху з врахуванням γn=0,95 N=1349,59кН, січення колони 0,3х0,3 Визначаємо нормативне навантаження на фундаменти Nn=∑Nni=1281,55кН Попередньо задаємося висотою фундаменту Н=900мм Глибина закладання фундаменту Н=1050мм Площа підошви фундаменту
γ=20кН/м3 – густина фундаменту і ґрунту Сторона підошви фундаменту
Приймаємо а=1.9 м
Тиск на грунт від розрахункового навантаження
Робоча висота фундаменту з умови продавлювання
Повна мінімальна висота фундаменту Hfmin=h0+ab=0,08+0,07=0,15м, де ab=0,07 без бетонної підготовки Висота фундаменту із умов защемлення колони Н=1,5hc+0,25=1,5*0,3+0,25=0,7м Згідно конструктивних вимог Hf≥18d+25=18*14+250=50,2см Приймаємо висоту фундаменту Hf=900мм (кратно 150). Приймаємо 2 сходинки. 5.2 Мінімальна робоча висота нижньої сходинки. Приймаємо висоту сходинки h1=450мм Робоча висота h01=450 – 70=380мм Перевіряємо робочу висоту сходинки на міцність по поперечній силі, без попереднього армування в кожному перерізі. Поперечна сила на 1,2м ширини січення. Q1=0,5(a+hc+2h0)P=0,5(0,46+0,45+2*0,38)*356.88=111,6кН Максимальна поперечна сила яку витримує бетон при одиниці ширини перерізу b=1000мм Qb=φb3(1+φf+φn)Rbtbh01=0,6(1+0+0)1,08*100*38=246,24кН Умова Q1=111,6<Qb= виконується отже міцність забезпечується, 5.3 Розрахункові згинальні моменти в перерізах Переріз І – І М1=0,125Р(a - hc)2b=0,125*356,88*(0,45-0,3)2*0,45=451,6кНм Переріз І – І М1=0,125Р(a – a1)2b=0,125*356,88 (0,45-0,09)2*0,45=380,63кНм Площа перерізу арматури

Приймаємо нестандартну зварну сітку з однаковою в обох напрямках робочою арматурою з стержнів 7Ø25АІІI, з кроком робочої арматури 150 As,fac=34,36> As,nec=30,34см2 Коефіцієнт армування μ=34,36/(30*30)=0,059> μmin=0,005 6.0 Розрахунок цегляного стовпа Розрахунок цегляного стовпа проводимо розміром 90х90 1-ого поверху. Розрахункове навантаження приймаємо аналогічно колоні N=1359,59кН. Марка цегли М100, марка розчину М100, коефіцієнт умов роботи γс=0,8. Площа стовпа А=0,81м2. Розрахунковий опарі цегляної кладки R=Rγс=3,1*0,8=2,48МПа Несуча здатність цегляного стовпа Nu=m8φRA=1*0,975*2,48*8100=1958,5≥N=1349,59кН Умова виконується, міцінсть цегляної кладки забезпечена.