Міністерство освіти і науки України Національний університет«Львівська політехніка» Кафедра будівельних конструкцій та мостів Курсовий проект з «Будівельних конструкцій» 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 План М 1:200
Для монолітного перекриття приймаємо поперечне розміщення головних балок і поздовжнє розміщення другорядних балок з кроком 1750мм, 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». Поперечний розріз
Колони – виходячи з умов роботи колон їх поперечний переріз приймають квадратним hc x bc = 400x400, при кількості поверхів n=4. Висота поверху 4,0м. Конструктивна схема роботи колон показана на поперечному розрізі будинку. Покрівля – конструкція покрівлі суміщена рулонна. Матеріал рубероїд, асфальтна стяжка, пінобетон, пароізоляція. Фундаменти – фундаменти під колони – стовпчасті монолітні. Відмітку поверхні фундаменту приймаємо на 200мм нижче відмітки рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – 1,5м. Конструювання конструктивної схеми монолітного з/б перекриття з балковими плитами. Приймаємо: Головна балка: Довжина балки Lmb=acol=7000мм Висота балки: hmb=
Lmb=700мм Ширина балки: bmb=(0,3…0,4) hmb=250мм Крок балок amb=5400 Другорядна балка: Довжина балки Lsb = amb=5400мм Висота балки: hsb=
Lsb=350мм Ширина балки: bsb=
hsb=150мм Крок балок asb=
Lmb=1750мм Співвідношення сторін фрагменту монолітної плити:
отже плита відноситься до балкового типу. Розрахунок та конструювання монолітної плити балкового типу.
Табл. 1. Збір навантажень на плиту перекриття Вид навантажень та їх підрахунок Нормативне γf Розрахункове  А. Постійне  -плитка керамічна t*ρ=0.01*1800*0.01 0.18 1.1 0.198  -клей t*ρ=0.005*1800*0.01 0.09 1.3 0.117  -цементно-піщана стяжка t*ρ=0.025*2200*0.01 0.55 1.3 0.572  -звукоізоляція—пінобетон t*ρ=0.06*1200*0.01 0.72 1.3 0.936  -плита перекриття t*ρ=0.06 *2500*0.01 1.5 1.1 1.65  Всього постійне 2.93  3.473  Б. Постійне  -корисне на перекриття 7.5 1.2 9  Разом 10.43  12.473   Повне навантаження
де
,
- відповідно коефіцієнт надійності по навантаженню і призначенню конструкції. qn=gn+υn=2.93+7.5=10.43кН/м2 2.2. Визначення розрахункових прольотів Середній розрахунковий проліт дорівнює відстані між гранями другорядної балки l01=l1-bsb=1750–150=1600мм Крайній розрахунковий проліт дорівнює відстані від грані другорядної балки до осі опори плити в стіні, (рис. 2.1) l'01=l’1–200+0,5сpl-_0,5bsb =1750–200+60-75=1535 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=1м
= 0,95(g + v)bpl = 0,95(3,473+9)1=11,85кН/м
2.2 Розрахункова схема плити 2.3. Розрахунок робочої арматури Приймаємо бетон класу В15 з такими розрахунковими параметрами: Враховуючи коефіцієнт умови роботи бетону γb2 =0,9 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 аm= ξ (1-0,5ξ )=0,15(1-0,5*0,15)=0,13875 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 6мм
Отже, товщина плити h=h0+as=51+13=64мм Приймаємо hpl=60мм. Робоча висота перерізу h0=hpl–as=60–13=47мм. 2.4.2 Визначення перерізу арматури в крайньому прольоті і на першій проміжній опорі плити. М2=2,76 Відносний статичний момент стисненої зони:
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури:
Коефіцієнт армування
– для плит. Діаметр арматури 8мм, клас А-111. При діаметрі робочої арматури 8мм і кроком 300 мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. В крайніх прольотах і над першою проміжною опорою вкладаємо сітку С1 і додатково сітку С2. При діаметрі робочої арматури 8мм 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=0,2208мм2 Марка сітки
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. 2.4.3. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в крайньому прольоті. М2=1,9 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 1-2 і 8-9 приймаємо сітки С1 для робочої арматури діаметром 8мм і кроком 300мм. As=154>As,nec=119мм2 При діаметрі робочої арматури 8мм і кроком 300 мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 400мм. Марка сітки
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 2-8 приймаємо сітки С3 із стержнів діаметром 4мм і кроком 150мм. Площа перерізу As=75>As,nec=74мм2 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=74мм2
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 1750мм. що
дорівнює відстані між другорядними балками. Навантаження підлоги і з/б плити g=3,473кН/м2 Погонне навантаження на 1 м другорядної балки -від маси перекриття підлоги і плити g1=3,473*1,75=6,08кН/м2 -від маси ребра другорядної балки g2=b*(h – hf)*ρ*9,81*γn=0,15*(0,35 – 0,06)*2500*0,01*1= 1,015кН/м2 Сумарне постійне навантаження g=(g1+g2)=(6,08+1,015)*0,95=6,74 кН/м2 Тимчасове навантаження υ=9*0,95*1,75=14,96 кН/м2 Повне навантаження на балку q=g+ υ=6,74+14,96=21,7кН/м2 Згинальні моменти знаходимо з врахуванням перерозподілу навантажень внаслідок пластичних деформацій. В першому прольоті
На проміжній опорі
В середньому прольоті
При співвідношенні υ/g=14,96/6,74=2,22≈2,2 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


3.1. Визначення висоти перерізу балки Мінімальну висоту знаходимо по опорному моменту МВ=41,9кН, Ширина ребра b=150мм 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= ab=20мм Повна висота перерізу
Приймаємо h=400мм Робоча висота балки в прольотах при розташуванні арматури в 1 ряд h01=h - as=400-20-18*0,5=371мм 3.2. Розрахунок міцності нормальних перерізів Переріз поздовжньої арматури в розтягнутій зоні визначаємо по найбільшим моментам в прольотах і біля опор. При розрахунку за додатними моментами переріз балки приймаємо тавровий, тому що плита знаходиться в стиснутій зоні, розрахункову ширину полички таврового перерізу приймаємо в залежності від відношення:
Приймаємо менше двох значень bf=asb=1750мм bf =l/3+b=5400/3+150=1950мм Приймаємо bf=1750мм При розрахунку за від'ємними моментами переріз балки приймаємо прямокутним з шириною ребра 150мм. Поздовжню арматуру каркасів балки приймаємо класу А-ІІI з розрахунковим опором Rs=360 МПа. 3.3. Розрахунок перерізу робочої арматури В першому прольоті М1=53,34кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1750мм. Корисна висота перерізу h01=371мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø16АІІI As,fac=4,00> As,fac=4,02см2 Крайні прольоти армуємо двома каркасами Кр1. В кожному каркасі один ряд поздовжніх стержнів діаметром 16мм. Верхні стержні каркасу Кр1 приймаємо конструктивно 2Ø10АІII В середніх прольотах момент Му=-Мс=34,6кНм Ширина полички таврового перерізу bf=1750мм. Корисна висота перерізу h01=400-(20+14/2)=373мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Коефіцієнт армування
Приймаємо 2Ø14АІІI As,fac=3,08> As,nec=2,566см2 Середні прольоти армуємо двома каркасами Кр2. В кожному каркасі один поздовжній стержень діаметром 14мм. Оскільки в середніх прольотах на відстані 0,4l виникають від'ємні моменти то верхні стержні каркасів Кр2 розраховуємо. М1=13,84кНм h01=400-36=364мм Відносний статичний момент стисненої зони
Відносна висота стисненої зони

Площа перерізу арматури
Приймаємо 2Ø10АІІI As,fac=1,57> As,nec=1,246см2 На першій проміжній опорі виникають від'ємні моменти Мв=-41.9кНм Ширина полички таврового перерізу bf =150мм. Корисна висота перерізу h01=400–20=380мм. 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 1,75м.
Проектуємо над опорою сітку С5 з поздовжньою робочою арматурою діаметром 4мм класу AІII з кроком 125мм. As,fac=1,01> As,fac=0,975см2 Марка сітки
3.4. Розрахунок міцності похилих перерізів (на дію поперечної сили) Максимальна зрізуючи сила
=67.7кН Робоча висота перерізу h01=400-20-16/2=371м 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=67,7<Qbc,u =118,15 Умова (1) задовольняється Б)Розрахунок несучої здатності похилого перерізу Qmax<Qwb,u Qwb,u=Qwu + Qbu Інтенсивність хомутів




,бо q1≤0,56qsw=0,56*6,795=21,015 Проекція похилої тріщини с0: h0<с0<2h0 37,1<64,05<74,2 Qsw.u= qswc0=0,6795*64,05=43,522
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 4,0м, Сітка колон 5,4х7 Матеріали та їх характеристики: Бетон В15 Rb=0,9*8,5=7,65Мпа, Rbt=0,9*0,75=0,675Мпа, Арматура класу АІІІ Rs=365Мпа, Rsw=290Мпа Переріз колони приймаємо 400х400мм Визначення навантаження Вантажена площа від покриття і перекриття при сітці колон 5,4*7,0=37,8м2 Вид навантажень та їх підрахунок Нормативне γf Розрахункове   Покрівля  -рубероїдна покрівля,зміцнена щебеневою засипкою 0.26 1.3 0.338  -асфальтна стяжка 0.36 1.3 0.468  -утеплювач-пінобетон t*ρ=0.1*500*0.01 0.5 1.2 0.600  -пароізоляція-обмазування гарячим бітумом 0.05 1.3 0.065  -з/б плита перекриття t*ρ=0.06 *2500*0.01 1.5 1.1 1.65  -другорядна балка 1.24 1.1 1.36  -головна балка 2,24 1.1 2.46   Разом покриття 6.15   6.941  Снігове навантаження : -короткочасне -тривале  1.0 0.3  1.4 1.4  1.4 0.42  Всього -в тому числі тривале 7.15 6.45  8.341 7.361  Міжповерхове перекриття     -лінолеум  0.080 1.2 0.096  -вапняно-піщана стяжка 0.4 1.3 0.52  -звукоізоляція із шлаку 0.43 1.3 0.559  -з/б плита перекриття 1.5 1.1 1.65  -другорядна балка 1.24 1.1 1.36  -головна балка 2,24 1.1 2.46  Разом перекриття 5.89  6.645  Корисне навантаження: -короткочасне -тривале  7.50 5.25  1.2 1.2  9.000 6.300  Всього по міжповерховому перекриттю - в тому числі тривале  13.39 11.14   15.645 12.945  Розрахункове навантаження від покрівлі N1=8,341*37,8=315,29кН від міжповерхових перекриттів N2=3*15,645*37,8=1774,14кН вага колони на 1 – 4 поверхах N3=4*0,4*0,4*4*25*1,1=70,4кН Повне навантаження на колону N=2159,83*0,95=2051,84кН Тривале навантаження Nl=1816,61кН Розрахунок колони першого поверху Попередньо визначимо відношення
Розрахункова довжина колони l01=0,7(H+0,15)=0,7(4+0,15)=2,905 Визначення гнучкості колони
Отже необхідно врахувати прогін колони. Для цього визначимо ексцентриситет

Для розрахунків приймаємо більше значення ексцентриситету. Розрахункова довжина
=290,5<20hc=800, тому розрахунок проводимо по формулі
Задаємося процентом армування 1% і вираховуємо ` при
і
інтерполюючи дані з табл. 4 φb=0,915, φsb=0,918 коефіцієнт φ1=0,917<φsb=0,918 то приймаємо, φ=φ1=0,917 Визначаємо площу перерізу арматури
Приймаємо арматуру 8Ø22АІІІ, де As,fac=30.41> As,nec=27.83см2 Коефіцієнт армування μ=30.41/(40*40)=0,019> μmin=0,01 Первірка несучої здатності Nfac=ήφ(Rbbchc+Rsc(As+A’s)) Nfac =1*0,915(0,765*40*40+36,5*30.41)=2135,58>Nnec=2051,8 Міцність забезпечена Розраховуємо навантаження на фундаменти від колони 1-ого поверху з врахуванням γn=0,95 Приймаємо бетон класу В15, арматуру класу А111 .Грунт основи- пісок середньої крупності,неоднорідний,середньої щільності з γ=20кН/м3--густина ф-ту. Розрахунковий опір грунту- R=0,45 МПа γ=1,15кН/м3 – середній коефіцієнт надійності щодо навантаження Навантаження від колони 1 поверху N=2051,8кН, січення колони 0,4х0,4 Визначаємо нормативне навантаження на фундаменти Nn=N/1,15=1784,17кН Попередньо задаємося висотою фундаментуН=900мм,кількість сходинок -3,висоту сходинки 45 см. Глибина закладання фундаменту Н=1500мм Площа підошви фундаменту
γ=20кН/м3 – густина фундаменту Сторона підошви фундаменту
Приймаємо а=2,4 Обчислюємо тиск під підошвою ф-ту від розрахункового навантаження
Робоча висота фундаменту з умови продавлювання
Повна мінімальна висота фундаменту Hfmin=h0+ab=0,505+0,07=0,575м, де ab=0,07 без бетонної підготовки Висота фундаменту із умов защемлення колони Н=1,5hc+0,25=1,5*0,4+0,25=0,85м Згідно конструктивних вимог Hf≥18d+25=18*14+250=50,2см Приймаємо висоту фундаменту Hf=900мм (кратно 150). 5.2 Мінімальна робоча висота нижньої сходинки. Приймаємо висоту сходинки h1=450мм Робоча висота h01=450 – 85=365мм 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)р=0,5(2.4-0,4-2*0,365)*356,2=226,19кН Максимальна поперечна сила яку витримує бетон при одиниці ширини перерізу b=1000мм Qb=φb3(1+φf+φn)Rbtbh01=0,6(1+0+0)0,675*(1000)*0,365=260,41кН Умова міцності на продавлювання Q1=226,19<Qb=260,41кН виконується отже міцність забезпечується.Для підбору арматури визначаємо моменти в перерізі 1-1,2-2,3-3. 5.3 Розрахункові згинальні моменти в перерізах Переріз 3– 3 М3=0,125Р(a - hc)2b=0,125*356,2(3-0,4)2*2.4=722,37кНм Переріз 2 – 2 М2=0,125Р(a – a1)2b=0,125*356,2(3-1,4)2*2.4=273,56кНм Переріз 1– 1 М1=0,125Р(a – a1)2b=0,125*356,2(3-2,2)2*2.4=68,39кНм Площа перерізу арматури


Приймаємо сітку з однаковою в обох напрямках робочою арматурою з стержнів 6Ø20АІІI, з кроком робочої арматури 150 As,fac=18,82> As,nec=17,31см2 Вибираю дві пари сіток С ,С , 6.0 Розрахунок цегляного стовпа Розрахунок цегляного стовпа проводимо розміром 90х90 1-ого поверху. Розрахункове навантаження приймаємо аналогічно колоні N=2051,8кН. Марка цегли М100, марка розчину М100, коефіцієнт умов роботи γс=1. Площа стовпа А=0,81м2.Розрахунковий опір муру R=1,8 МПа,коефіцієнт повздовжнього згинання φ=0,975, m8=1. Розрахунковий опарі цегляної кладки R=Rγс=1,8*1=1,8МПа Несуча здатність цегляного стовпа Nu=m8φRA=1*0,975*1,8*1000*0.81=1421,55<=N=2051,8кН Умова виконується, міцінсть цегляної кладки не забезпечена.

Приймаю ширину стовпа 1.29