Міністерство освіти і науки України Національний університет«Львівська політехніка» Кафедра будівельних конструкцій та мостів Багатоповерховий цивільний будинок у м. Курськ (РФ) Розрахунково – пояснювальна записка до курсового проекту з дисципліни «Будівельні конструкції» Керівник: [ім’я автора приховано] Львів 2006 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 1550мм, 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. Поперечний розріз
Колони – виходячи з умов роботи колон їх поперечний переріз приймають квадратним hc x bc = 300x300, при кількості поверхів n=4. Висота поверху 3,5м. 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 150мм нижче відмітки рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – 1,65м. 1. Конструювання конструктивної схеми монолітного з/б перекриття з балковими плитами. Приймаємо: Головна балка: Довжина балки Lmb=acol=6200мм Висота балки: hmb=
Lmb=600мм Ширина балки: bmb=(0,3…0,4) hmb=250мм Крок балок amb=6200 Другорядна балка: Довжина балки Lsb = amb=6600мм Висота балки: hsb=
Lsb=450мм Ширина балки: bsb=
hsb=200мм Крок балок asb=
Lmb=1550мм Співвідношення сторін фрагменту монолітної плити:
/
>2 отже плита відноситься до балкового типу. 2.1. Обчислення навантажень на 1м2 перекриття Навантаження Підрахунок навантаження Навантаження кН/м2 Коефіцієнт надійності щодо навантаження γf Розрахункове навантаження кН/м2  Постійне  Паркет дубовий t=0,015; ρ=700 кг/м3 tρ=0,015х700х0,01 0,105 1,1 0,116  Клейовий розчин t=0,01; ρ=2200 кг/м3 tρ=0,01х2200х0,01 0,22 1,3 0,286  Стяжка цементно-піщана t=0,03; ρ=2200 кг/м3 tρ=0,03х2200х0,01 0,66 1,3 0,858  звукоізоляція t=0,06; ρ=700 кг/м3 tρ=0,06х700х0,01 0,42 1,3 0,546  з/б монолітна плита t=0,06; ρ=2500 кг/м3 tρ=0,06х2500х0,01 1,5 1,1 1,65  Всього - qn=2,905 - g=3,456  Тимчасове корисне - υn=3,8 1,2 υ=5  q=g + v=3,456+5=8,456кН/м2 qn=gn+υn=2,905+3,8=6,705кН/м2 2.2. Визначення розрахункових прольотів Середній розрахунковий проліт дорівнює відстані між гранями другорядної балки l01=l1-bsb=1550–200=1350мм Крайній розрахунковий проліт дорівнює відстані від грані другорядної балки до осі опори плити в стіні, (рис.1) l'01=l’1–200–0,5bsb=1550–200–100+60=1310 Рисунок1. Визначення розрахункових прольотів (розріз 1-1)
1. 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(3,456+5)1=8,0кН/м
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 = 7,65MПa 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 )=0,20(1-0,5*0,20)=0,138 Робоча висота перерізу h0=
=
=3,44 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=34,4+15=49,4мм Приймаємо hpl=50мм. Робоча висота перерізу h0=hpl–as=50–15=35мм. Коефіцієнт повноти стисненої зони α=0,85 – для бетону класу В15. ω=α–0,008Rb=0,85–0,008*7,65=0,788 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=1,20 Відносний статичний момент стисненої зони: αm=
=
=0,128 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,138 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,138= 0,931 Площа перерізу арматури:

=
= 1,0 см2 Коефіцієнт армування M =
=
= 0,0029 >
=0.0005– для плит. Для середніх прольотів плити і над середніми, опорами на ділянці між осями А-Б і Г-Д приймаємо сітки С1 для робочої арматури діаметром 4мм і кроком 100мм. As=118>As,nec=100мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 100мм розподільні стержні приймаємо 3мм з кроком 300мм. Марка сітки С1

Над середніми опорами приймаємо сітку С2
2.4.3. Визначення перерізу арматури в крайньому прольоті і на першій проміжній опорі плити. М1=1,25 Розраховуємо плиту яка не обмежена зі всіх сторін балками. Відносний статичний момент стисненої зони. αm=
=
=0,133 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,143 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,143= 0,929 Площа переріза арматури:

=
= 1,05 см2 Коефіцієнт армування M =
=
= 0,003 >
=0.0005– 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
=
=10.56мм2 Приймаємо додаткову сітку С2 з робочою поздовжніми стержнями діаметром 3мм, і кроком 300мм Переріз арматури As=0,38>As,nec=0,1056мм2 Марка сітки С2
2.4.4. Розрахунок арматури в середніх прольотах і над середніми опорами в середньому прольоті. Момент зменшуємо на 20% M2’=0,8M2=0,8*1,2=0,96 Відносний статичний момент стисненої зони αm=
=
=0,104 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,110 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,11= 0,945 Площа перерізу арматури

=
= 0,795 см2 Коефіцієнт армування M =
=
= 0,0023 >
=0.0005 – для плит. Для армування середніх прольотів між осями А-Б і Г-Д приймаємо сітки С3 із стержнів діаметром 4мм і кроком 150мм. Площа перерізу As=84>As,nec=79,5мм2 При діаметрі робочої арматури 4мм і кроком 150мм розподільні стержні приймаємо 4мм з кроком 350мм. Марка сітки С3
В крайніх прольотах і над першою опорою між осями укладаємо сітку С3 і додаткову С4 діаметром 3мм. Площа перерізу As=84>As,nec=79,5мм2
=
=23.04мм2 Приймаємо арматуру діаметром 3мм з кроком 250мм. Площа перерізу As=28>As,nec=23,04мм2 Марка сітки С4
Розрахунок другорядної балки. Другорядна балка розраховується як нерозрізна багато пролітна балка, опорами якої є головні балки. l0=l-bmb=6600-250=6350 Для крайніх прольотів розрахунковим є відстань від центра опори на стіні до грані крайньої головної балки.

=lsb-a0-0,5bmb+0,5csb=6600-200-125+125=6400 Навантаження на другорядну балку збираємо з смуги шириною 1550мм, що дорівнює відстані між другорядними балками. Навантаження підлоги і з/б плити g=3,46кН/м2 Постійне навантаження: від маси перекриття підлоги g1=3,46*1,55=5,36кН/м2 від маси ребра другорядної балки g2=bsb*(hsb – tpl)*ρ*0,01*γn=0,2*(0,45 – 0,06)*2500*0,01*1= 1,95кН/м2 Сумарне постійне навантаження g=g1+g2=5,36+1,95=7,31 кН/м2 Тимчасове навантаження υ=5*1,55=7,75 кН/м2 Повне навантаження на балку q=g+ υ=7,31+7,75=15,06кН/м2 Згинальні моменти знаходимо з врахуванням перерозподілу навантажень внаслідок пластичних деформацій. В першому прольоті M1=
=
= 56,08кНм На проміжній опорі Mb=
=
= 44,06кНм В середньому прольоті M2=
=
= 38,55кНм При співвідношенні υ/g=7,75/7,31=1,06≈1 Знаходимо поперечні сили біля грані опори. На крайній опорі QA= 0,4( g+v )l0’=38,55кН На першій проміжній опорі зліва QB= - 0,6( g+v )l0’= -57,83кН На першій проміжній опорі з права і на решті опор зліва QBп=-QCл = 0,5( g+v )l0= 47,82кН

3.1. Визначення висоти перерізу балки Мінімальну висоту знаходимо по опорному моменту МВ=44,06кН, Ширина ребра b=200мм Приймаємо відносну висоту стисненої зони
для балок виходячи з умов нормального армування αm = ξ( 1-0,5ξ) = 0,3(1-0,5*0,3)= 0,255 h0,nec=
=
= 33,8см Захисний шар бетону в балка >25см приймаємо при діаметрі арматури 18мм ab=20мм Повна висота перерізу h= h0+ab+0,5ds = 338+20+9=367мм 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 перерізу робочої арматури В першому прольоті М1=56,08кНм Ширина полички таврового перерізу b=1550мм. Робоча висота перерізу h01=371мм Відносний статичний момент стисненої зони αm=
=
=0,034 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,035 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,035= 0,983 Площа перерізу арматури

=
= 4,21 см2 Коефіцієнт армування M =
=
= 0,0057 >
=0.0005 Приймаємо 2Ø18АІІ As,fac=5,09> As,fac=4,21см2 Крайні прольоти армуємо двома каркасами Кр1. В кожному каркасі один ряд поздовжніх стержнів діаметром 18мм. Верхні стержні каркасу Кр1 приймаємо конструктивно 2Ø10АІ В середніх прольотах момент Му=-Мс=38,55кНм Ширина полички таврового перерізу b=1550мм. Робоча висота перерізу h01=371мм Відносний статичний момент стисненої зони αm=
=
=0,024 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,024 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,024= 0,988 Площа перерізу арматури

=
= 2,88 см2 Коефіцієнт армування M =
=
= 0,004 >
=0.0005 Приймаємо 2Ø14АІІ As,fac=3,08> As,nec=2,88см2 Середні прольоти армуємо двома каркасами Кр2. В кожному каркасі один поздовжній стержень діаметром 14мм. Оскільки в середніх прольотах на відстані 0,4l не виникає від'ємних моментів то верхні стержні каркасів Кр2 приймаємо конструктивно 2Ø8АІ. На першій проміжній опорі виникають від'ємні моменти Мв=-44,06кНм Ширина ребра прямокутного перерізу b =200мм. Робоча висота перерізу h01=400–20=380мм. Відносний статичний момент стисненої зони αm=
=
=0,199 Відносна висота стисненої зони
=1-
= 0,224 η = 1-0,5ξ = 1-0,5
0,224= 0,888 Площа перерізу арматури

=
= 3.578 см2 Над опорою проектуємо 2 зварні сітки, площею перерізу полички другорядної балки шириною 1,55м.

=1,154 Проектуємо над опорою сітку С5 з поздовжньою робочою арматурою діаметром 4мм класу ВрІ з кроком 100мм. As,fac=126> As,fac=1,154см2 Марка сітки С5
-2500*L
3.4. Розрахунок міцності похилих перерізів (на дію поперечної сили) Максимальна зрізуючи сила
=57,83кН Робоча висота перерізу h01=400-20-18/2=371мм Розрахунковий опір бетону на розтягання Rbt=0,75*0,9=0,675Мпа
1236.67мм
= g+
= 3.456+2.5=5.956кН/м

= 0.6(1+0)0.675*200*371= 30.05кН Так як QB=57,83>Qu1=30,05 міцність не виконується, тому розрахунок будемо проводити наступним чином: k=1+φf+φn=1+0+0=1

= 0.6*1*0.675*200*371=30.05кН Розраховуємо навантаження яке діє на другорядну балку шириною sw=200мм

= 175*2*28.3/200= 49.53Н/мм q1≤0,56qsw q1=5,96≤0,56*49,53=27,73
c=
= 1157.66 мм c=1157,66мм<с=1236,67мм

=
=32.101кН Qb=53,9<Qb,min=32,1 Умова не виконується, звідси:

=
=43.26Н/мм qsw=66,03>qsw,min=43,26 Умова задовольняє, умова міцності виконується. Розрахунок монолітної залізобетонної колони Висота поверху 3,5м, Сітка колон 6,6х6,2 Матеріали та їх характеристики: Бетон В15 Rb=0,9*14,5=13,05Мпа, Rbt=0,9*1,05=0,945Мпа, Арматура класу АІІІ Rs=365Мпа, Rsw=290Мпа Переріз колони приймаємо 300х300мм Визначення навантаження Вантажена площа від покриття і перекриття при сітці колон 6,6*6,2=40,92м2 Вид навантаження Нормативне навантаження кН/м2 Коефіцієнт надійності Розрахункове навантаження кН/м2  Покрівля  Рубероїдна покрівля 0,26 1,3 0,338  Асфальтна стяжка 0,36 1,3 0,468  Пінобетон 1 1,2 1,2  Пароізоляція 0,05 1,3 0,065  Разом 1,67  2,071  Снігове 0,7 1,4 0,98  Короткочасне 0,5 1,4 0,7  Конструкції покриття  з/б плита 1,5 1,1 1,65  другорядна балка 0,41 1,1 0,451  головна балка 0,45 1,1 0,495  Разом 4,53  5,367  Міжповерхове  Паркет дубовий 0,105 1,1 0,116  Клейовий розчин 0,22 1,3 0,286  Цементно-піщана стяжка 0,66 1,3 0,858  Звукоізоляція 0,42 1,3 0,546  з/б плита 1,5 1,1 1,65  другорядна балка 0,41 1,1 0,451  головна балка 0,45 1,1 0,495  Всього 3,765  4,402  Корисне навантаження 3,8 1,2 5  Всього 13,295  16,449   Розрахункове навантаження від покрівлі N1=2,071*40,92=84,75кН від снігового навантаження N2=0,98*40,92=40,1кН від покриття N3=2,596*40,92=106,228кН від міжповерхових перекриттів N4=4*16,449*40,92=2692,372кН від власної ваги N5=3*0.3*0.3*3.5*25*1.1=25.99кН Повне навантаження на колону N=2949,44*0,95=2801,97кН Тривале навантаження Nl=2909,34кН Розрахунок колони першого поверху Попередньо визначимо відношення
=
=1.038 Розрахункова довжина колони l01=0,7(H+0,15)=0,7(3,5+0,15)=2,555 Визначення гнучкості колони λ=
=
= 8.52>4 Отже необхідно врахувати гнучкість колони. Для цього визначимо ексцентриситет

Для розрахунків приймаємо більше значення ексцентриситету. Розрахункова довжина
=2,555<20hc=7, тому розрахунок проводимо по формулі
Задаємося процентом армування 2% і вираховуємо
при
і
φb=0,91, φsb=0,914 коефіцієнт φ1=0,91<φsb=0,914 то приймаємо, φ=φ1=0,91 Визначаємо площу перерізу арматури
см2 Приймаємо арматуру 4Ø32АІІІ, де As,fac=32,17> As,nec=26,63см2 Коефіцієнт армування μ=32,17/(45*45)=0,016< μmin=0,005 Перевірка несучої здатності Nfac=ήφ(Rbbchc+Rsc(As+A’s)) Nfac=1*0,94(1,305*45*45+36,5*32,17)=3587,82>Nnec=3352,53 Міцність забезпечена Розраховуємо навантаження на фундаменти від колони 1-ого поверху з врахуванням γn=0,95 N=3352,53кН, переріз колони 0,45х0,45 Визначаємо нормативне навантаження на фундаменти Nn=∑Nni=2763,54кН Попередньо задаємося висотою фундаменту Н=1350мм Глибина закладання фундаменту Н=1500мм Площа підошви фундаменту
м2 γ=20кН/м3 – густина фундаменту і ґрунту Сторона підошви фундаменту
м Приймаємо а=3,3м
МПа Тиск на ґрунт від розрахункового навантаження
кН Робоча висота фундаменту з умови продавлювання
м Повна мінімальна висота фундаменту Hfmin=h0+ab=1,87+0,07=1,94м, де ab=0,07 без бетонної підготовки Висота фундаменту із умов защемлення колони Н=1,5hc+0,25=1,5*0,45+0,25=0,925м Згідно конструктивних вимог Hf≥18d+25=18*36+25=89,8см Приймаємо висоту фундаменту Hf=1350мм (кратно 450). Оскільки Hf≤=1350мм то приймаємо 3 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 1,0м ширини січення. Q1=0,5(a+hc+2h0)Q=0,5(3,3-0,45-2*1,87)*308,75=137,39кН 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*100*38=153,9кН Умова Q1=137,39<Qb=153,9кН виконується отже міцність забезпечується. 5.3 Розрахункові згинальні моменти в перерізах Переріз І – І М1=0,125Р(a - hc)2b=0,125*308,75(3,3-0,45)2*3,3=1034,47кНм Переріз ІІ – ІІ М2=0,125Р(a – a1)2b=0,125*308,75(3,3-1,5)2*3,3=412,64кНм Переріз ІІІ – ІІІ М3=0,125Р(a – a2)2b=0,125*308,75(3,3-2,4)2*3,3=103,16кНм Площа перерізу арматури
см2
см2
см2
см2/1мп Приймаємо нестандартну зварну сітку з однаковою в обох напрямках робочою арматурою з стержнів Ø16АІІІ, з кроком робочої арматури 200мм As,fac=10,05>As,nec=9,21см2
6.0 Розрахунок цегляного стовпа Розрахунок цегляного стовпа проводимо 1-ого поверху. Марка цегли М100, марка розчину М50, розрахунковий опір R=1,6МПа. Задаємося початковими розмірами стовпа 1,03х1,29м. Розрахункове навантаження від покрівлі N1=2,071*46,8=96,9228кН від снігового навантаження N2=0,7*46,8=32,76кН від покриття N3=2,596*46,8=121,4928кН від міжповерхових перекриттів N4=4*16,8805*46,8=3160,0296кН навантаження на колону на 2-5 поверхах N2-5=1,03*1,29*1850*0,01*4,2*1,1=113,56кН навантаження на першому поверсі N1=1,03*1,29*1850*0,01*4,35*1,1=117,62кН An,max=3642,39кН. Розраховуємо площу цегляного стовпа.

- пружня характеристика муру зі звичайної цегли пластичного присування на розчині М50 α=1000. за таблицею 16 (Бондаренко), якщо λh=4,35/1,03=4,22>6 і звідти
=0,98.
м2 Звідси другу сторону стовпа приймаємо
м Стовп приймаємо розмірами 1,03х2,2м