Yurchik_Balagurak12

Міністерство освіти, молоді та спорту України

Національний університет «Львівська політехніка»

ПОЯСНЮВАЛЬНА ЗАПИСКА

до курсової роботи на тему :

"Розрахунок і конструювання металевих та залізобетонних конструкцій багатоповерхових будівель з неповним каркасом"

.

Зміст

1. Завдання на проектування

2. Проектування металевих конструкцій

   1. Вирішення конструктивної схеми металевого балкового перекриття

   2. Розрахунок і конструювання балок настилу

      1. Збір навантаження на перекриття

      2. Статичний розрахунок балки настилу

      3. Підбір перерізу балки настилу з умови міцності та з урахуванням пружно - пластичної роботи сталі

      4. Розрахунок балок настилу за ІІ-ю граничною групою станів

   3. Розрахунок і конструювання головних балок

      1. Обчислення навантажень на головну балку

      2. Обчислення розрахункового прольоту

      3. Статичний розрахунок головної балки

      4. Підбір перерізу головної балки з умови міцності за нормальними напруженнями

      5. Перевірка міцності головної балки в зоні одночасного впливу моментів і поперечних сил

      6. Перевірка головної балки в опорному перерізі (в зоні впливу максимальних поперечних сил)

      7. Розрахунок головної балки за ІІ-ю групою граничних станів

   4. Розрахунок і конструювання вузлів з’єднання

      1. Розрахунок і конструювання опорного ребра головної балки

      2. Розрахунок опорного ребра у випадку обпирання на опорний столик

      3. Розрахунок зварних швів прикріплення опорного ребра до стінки колони

      4. Розрахунок і конструювання опорних ребер у випадку обпирання головної балки на монолітну опорну подушку

      5. Розрахунок і конструювання проміжних ребер жорсткості

      6. Розрахунок болтового з’єднання балок

   5. Розрахунок і конструювання колони 1-го поверху

      1. Обчислення навантаження на покриття

      2. Обчислення навантаження від власної ваги колони

      3. Обчислення розрахункового зусилля на колону

      4. Підбір поперечного перерізу колони

   6. Розрахунок і конструювання опорних вузлів колони

      1. Розрахунок і конструювання опорного столика колони під головну балку

      2. Розрахунок зварних швів кріплення опорного столика до колони

      3. Розрахунок і конструювання опорного столика колони під балку настилу

      4. Розрахунок і конструювання бази колони

3. Проектування залізобетонних конструкцій

   1. Компонування схеми монолітного ребристого перекриття з балковими плитами

      1. Призначення попередніх розмірів перерізів елементів монолітного перекриття

Арк.

Кер.роботи

НУ «Львівська політехніка»

3-х поверховий будинок у м. Рівне

Стадія

Аркуш

Аркушів

КР

2

ІБІД, ПЦБ-31

Виконав

Квасюк В.С.

2. Розрахунок і конструювання монолітної плити

   1. Збір навантаження на перекриття

   2. Обчислення розрахункових прольотів плити

   3. Статичний розрахунок плити

   4. Розрахунок необхідної площі робочої арматури

   5. Конструювання плити зварними рулонними сітками

   6. Конструювання плити зварними рулонними сітками

3. Розрахунок і конструювання другорядної балки

   1. Обчислення розрахункових прольотів другорядної балки

   2. Статичний розрахунок другорядної балки

   3. Уточнення розмірів поперечного перерізу балки

   4. Вихідні дані для конструювання другорядної балки

   5. Конструювання балки у другому прольоті

   6. Конструювання поздовжньої арматури на першій опорі

   7. Розрахунок похилих перерізів другорядних балок

4. Розрахунок і конструювання з/б колони 1-го поверху

   1. Збір навантаження на покриття

   2. Обчислення навантаження від власної ваги колони

   3. Обчислення розрахункового зусилля на колону

   4. Розрахунок і конструювання колони першого поверху

5. Розрахунок і конструювання монолітного фундаменту

   1. Розрахунок цегляного стовпа

1. Література

Арк.

Кер.роботи

НУ «Львівська політехніка»

3-х поверховий будинок у м. Рівне

Стадія

Аркуш

Аркушів

КР

3

ІБІД, ПЦБ-31

Виконав

Квасюк В.С.

1. Завдання на проектування

Згідно з завданням, виданим кафедрою будівельних конструкцій та мостів, національного університету «Львівська Політехніка», мною було розроблено та запроектовано основні несучі конструкції будівлі за такими параметрами:

• Призначення будівлі – громадський;

• Клас відповідальності – ІІІ;

• Розміри будівлі в плані (осях) – 60,0 х 18,0 м;

• Крок колон – 6 м;

• Ширина прольоту – 5,5 м;

• Кількість поверхів – 3;

• Висота поверху – 4 м;

• Зовнішні несучі конструкції – цегляні стіни, б = 510 мм, М75;

• Перекриття – суміщені, монолітні;

• Несучі конструкції перекриття – металеві балки, С275;

• Колони – металеві, С235;

• Фундаменти – монолітні, клас бетону С20.

• Місце будівництва – Івано-Франківськ

• Розрахунковий опір грунту – R₀ = 0,26 МПа.

• Клас бетону з/б конструкцій – С20

Розрахунок та числові дані прийнято згідно діючих норм та правил будівництва України.

2. Проектування металевих конструкцій

2.1. Вирішення конструктивної схеми металевого балкового перекриття

Оскільки запроектована будівля являється спорудою з неповним каркасом при довжині 72 м, то з метою забезпечення просторової жорсткості передбачено проміжну цегляну стіну, шириною 380 мм, виходячи з вимог п.6.7. норм проектування кам’яних і армокам’яних конструкцій (СНиП ІІ-22-81 [4]) в яких вказано, що віддаль між поперечними стінами І групи мурування не повинна перевищувати 42 м.

Перекриття 1 секції прийнято нормального типу балкової клітки із балок настилу та головних балок, об’єднаних у монолітну залізобетонну плиту.

Металеві колони розташовано на перетині роозбиткових осей, до яких зварними швами кріпляться головні балки на спеціальні опорні столики.

Головні балки в свою чергу сполучаються балками настилу, таким чином перекриваючи проліт 5,5 м. Крок балок настилу прийнято 3,0 м.

Балки настилу та головні балки у місцях сполучення каркасу із зовнішніми несучими стінами спирати на монолітні опорні подушки, запроектовані у кладці стіни МОП-1 та МОП-2 з довжинами 250 та 380 мм відповідно. В місцях обпирання головних балок на поперечні стіни передбачені пілястри.

З’єднання балок настилу з головними балками передбачено в одному рівні стосовно верхніх поясів.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

4

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.2. Розрахунок і конструювання балок настилу

Балки настилу запроектовані з двотаврового профілю ГОСТ 8239-89 з урахування пружно-пластичної роботи сталі. З метою зменшення будівельної висоти поверхів приєднання балок настилу до головних балок запроектовано в одному рівні щодо верхніх поясів.

2.2.1. Збір навантаження на перекриття

Для цивільної будівлі під магазинні приміщення запроектовано підлогу (рис. 2.1). Товщина монолітної плити при кроці балок 3,0 м – 50 мм. Власна вага балок g₀ = 0,12 кН/м².

Рис.2.1. Конструкція міжповерхової підлоги

Обчислення навантаження кН/м² виконано в табличній формі, використовуючи довідкові дані щодо об’ємних мас будівельних матеріалів, виробів та конструкцій. Величину нормативного навантаження обчислено як добуток товщини верстви матеріалу на його об’ємну масу. Величину розрахункового навантаження – як добуток нормативного на коефіцієнт запасу міцності Y_fm, прийнятого для кожного з матеріалів згідно ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження та впливи»

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

5

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Збір навантаження на 1 м² перекриття

Характеристичне навантаження на 1 м довжини балки настилу:

де а = 2.5 м – крок балок настилу.

Розрахункове граничне навантаження на 1 м довжини балки настилу:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

6

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.2.2. Статичний розрахунок балки настилу

Визначаємо розрахунковий проліт крайньої балки настилу. Балка в місцях спирання на цегляну стіну обпирається на монолітну подушку, а в місцях з’єднання з головною балкою – через опорне ребро в одному рівні з поясом головної балки. Ширину поясу головної балки попередньо приймаємо рівною 1/30 її прольоту, тобто:

B_mb = 0,033 х L_sb = 0,033 × 6000 = 198 мм

Рис. 2.2. Схема обпирання крайньої балки настилу

Розрахунковий проліт балки:

L_ef = L_sb – a + 0,5 C_sb – 0,25 B_mb

де а – прив’язка стін, а = 200 мм;

С_sb – ширина закладання опорної подушки в стіну, С_sb = 250 мм;

L_sb – проліт між осями, L_sb = 6 м;

B_mb – ширина поясу головної балки, B_mb = 182 мм.

L_ef = 6 – 0,2 + 0,5х0,25 – 0,25х0,198= 5,62 м.

Розрахункове рівномірно розподілене навантаження на балку:

q = q x а_sb;

де q – розрахункове граничне навантаження на м², q = 10,44 кН/м² (з табл 1);

а_sb – крок балок, а_sb = 2,5 м;

q = 6,1 х 2,5 = 15,25 кН/м;

Розрахункова схема балки наведена на рисунку 3.

Максимальний момент від розрахункового навантаження:

60,2 кНм;

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

7

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Максимальна поперечна сила:

42,9 кН.

Рис 2.3. Розрахункова схема балки та епюри моментів і поперечних сил

2.2.3. Підбір перерізу балки настилу з умови міцності та з урахуванням пружно - пластичної роботи сталі

Для двотаврових і швелерних профілів попередньо задаємося коефіцієнтом с_х.=1,1, який враховує пружно-пластичну роботу сталі. Тоді необхідний момент опору перерізу, якщо будинок ІІ класу відповідальності(γ_n=1,2 ), а коефіцієнт γ_c=1 , який враховує умови експлуатації конструкції (табл. 6 норм [1] ):

180 см³

де R_y= 365 МПа для сталі класу С375 (табл. 51 СНіП ІІ-23-81* ).

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

8

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Згідно з розрахунковим моментом опру підбираємо двотаврову балку (ГОСТ 8239-89) №22.

Обчислюємо співвідношення площ полички і стінки підібраного профілю:

За табл. 66 норм [2] для двотаврового профілю, якщо А_f /А_w = 0,33, обчислюємо за інтерполяцією коефіцієнт с_х:

Перевірка нормального напруження в перерізі балки настилу:

= 33,55 кН/см² = 335,5 МПа < R_yγ_c=365·1,2=438 МПа

Оцінка економічності підібраного перерізу:

< 5%

Висновок:

Умова міцності задовольняється але економічності не задовольняється оскільки в ГОСТі не має маншого перерізу. Приймаємо двотавр №20, ГОСТ 8239-89.

2.2.4. Розрахунок балок настилу за ІІ-ю групою граничних станів

Згідно з ДСТУ Б В.1.2-3:2006 (табл. 1) для обчислення прогинів приймаємо постійні, та тривалі змінні навантаження. Розрахункове експлуатаційне навантаження на балку тоді рівне:

= 8,79 кН/м²,

де q_0l – див табл. 1, g_0l = 8,79 кН/м²;

γ_fe – коефіцієнт умов роботи, γ_fe = 1

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

9

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Тоді рівномірне розподілене:

21,9 кН/м

де – розрахункове навантаження на м², = 8,79 кН/м² ;

а_sb – крок балок настилу, а_sb = 2,5 м;

Максимальний згинальний момент:

86,5 кНм;

Кривизна балки при М_е рівна:

де Е – модуль пружності, Е = 2,06 х 10⁵ МПа;

I_x,fact – момент інерції для двотавра №20, I_x,fact = 1840 см⁴;

Знаходимо максимальний прогин балки при умові, що коефіцієнт s = 5/48 для заданої розрахункової схеми, а максимальний допустимий прогин рівний 1/200 від фактичної довжини балки:

Висновок:

Умова стійкості забезпечена за І-ю та ІІ-ю групою граничних станів. Остаточно приймаємо двотавр №20, ГОСТ 8239-89.

2.3. Розрахунок і конструювання головних балок

Головну балку, номінальним прольотом 4,9, запроектовано із двотаврів з паралельними гранями поличок типу Ш за ГОСТ 26020-83. Сталь класу С375 згідно із завданням на проектування. Виділено балки двох марок: ГБ-1 та ГБ-2. Крайні балки марки ГБ-1 обпираються на несучі цегляні стіни через опорні подушки МОП-2 і на опорні столики колон, а проміжні балки марки ГБ-2 - на опорні столики металевих колон.

2.3.1. Обчислення навантажень на головну балку

В даному випадку головну балку розглядаємо як однопрогонову, з опорами на колонах. Балка навантажена зосередженою силою в центрі прольоту. Для обчислення цієї сили використано вантажну площу впливу. Так, ширина вантажної площі рівна крокові балок настилу а_sb = 2,5м , а довжина – крокові головних балок, тобто, а_mb = 6 м. Розрахункове навантаження від власної ваги конструкції перекриття без врахування маси балок:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

10

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Фактичне зведене розподілене навантаження від балок настилу із двотавра №20, якщо їх маса становить 24кг/м, а крок балок а_sb = 3 м :

Зведене розподілене навантаження від власної ваги головної балки попередньо прийнято в рекомендованих межах 0,1 – 0,2 кН/м². Таким чином, розрахункова гранична сила в половині прольоту головної балки становить:

де А – площа завантаження балки, А = 6 х 2,5 м;

g_d – розрахункове граничне навантаження від власної ваги конструкції без врахування ваги балок настилу, g_d = 2,92 кН/м²

g_sb – уточнене навантаження від власної ваги балок настилу, g_sb = 0,087 кН/м²

g_mb – навантаження від власної ваги головної балки, g_mb = 0,1 кН/м²

V – розрахункове граничне змінне навантаження, V = 7,2 кН/м²

2.3.2. Обчислення розрахункового прольоту

Попередньо призначена висота перерізу колони знаходиться в межах:

де H – висота поверху, Н = 4м:

Прийнято розмір, кратний сортаменту колонних або широко поличних двотаврів, які рекомендуються для колон за ГОСТ 26020-83, тобто h_c = 200мм.

У випадку обпирання головних балок на опорні столики колон (рис 4.) розрахунковий проліт обчислюємо за формулою:

L_ef = L_mb–2*(1/2)h_c = 7500– 200 = 7300 мм = 7,3 м

Рис. 2.4. Розрахункова схема головної балки ГБ-2

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

11

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.3.3. Статичний розрахунок головної балки

Побудова епюр згинальних моментів здійснюється згідно розрахункової схеми головної балки, навантаженої силою F = 103 кН.

Максимальний згинаючий момент М_max:

Максимальний згинаючий момент М_max:

Рис. 2.5. Епюри згинальних моментів та поперечних сил головної балки

2.3.4. Підбір перерізу головної балки з умови міцності за нормальними напруженнями

Для прокатних балок постійного перерізу розрахунок ведеться з урахуванням пружно-пластичної роботи сталі в зоні чистого згинання, оскільки поперечна сила в середній довжини балки рівна нулю. Приймаючи попередньо с_х=1,1 для двотаврового перерізу, обчислимо з урахуванням п. 5.18* норм [1] середнє значення коефіцієнта с_1m, який враховує розвиток пластичних деформацій:

с_1m = 0,5(1+ с_х)=0,5(1+1,7)=1,35

Таким чином, для будинку ІІ-го класу відповідальності необхідний момент опору перерізу обчислено за формулою:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

12

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

де R_y – розрахунковий опір для сталі класу С375, R_y = 365 МПа;

γ_c – коефіцієнт умов роботи головних балок (табл. 6 [1]), γ_c=1,0;

γ_n – коефіцієнт надійності за відповідальністю для будинку ІІІ-го класу, γ_n=1,2;

M_max – максимальний згинальний момент, M_max=282,2 кНм;

Згідно сортаменту за ГОСТ 26020-83 та розрахунковим значенням моменту опору підібрано двотавр №40Б1 з наступними характеристиками:

Рис. 2.6. Епюри нормальних та дотичних напружень головної балки

Знаходимо співвідношення

За табл. 66 [1] для двотаврового перерізу знаходимо с_х,fac, інтерполюючи:

Тоді с_1m=0,5(1+ с_x,fac)=0,5(1+1,08)=1,04

Перевірку нормальних напружень здійснюємо, виходячи з умови:

Таким чином,

МПа < R_yγ_c=365·1=365 МПа

Умова міцності забезпечується.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

13

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Недонапруження:

2.3.5. Перевірка міцності головної балки в зоні одночасного впливу моментів і поперечних сил

Як видно з епюр на рис. 6 у перерізі, розташованому на початку зони чистого згинання діють найбільші зусилля: згинальний момент M_max=51,51 кНм і поперечна сила Q_max=30,3 кН. Їхній сумісний вплив на напружений стан перерізу оцінено на рівні волокна, що знаходиться на краю стінки. Перевірку міцності здійснено за зведеними напруженнями і з урахуванням пружно-пластичної роботи сталі. При цьому, перевірена умова щодо обмеження усереднених дотичних напружень, обчисливши:

h_w=h –2t_f =22–2·0,87=20,3см:

де R_s=0,58R_y=0,58·250=145МПа – розрахунковий опір сталі класу С255 на зріз.

За формулою 42 Норм [1] приймаємо с₁=с=с_х. Таким чином, нормальні напруження на краю стінки:

Одночасно дотичні напруження на цьому ж рівні, якщо статичний момент площі пояса, який вище краю стінки:

,

.

Зведені напруження знаходимо за формулою 33 Норм[1], якщо σ_y= σ_loc=0 :

Умова міцності забезпечена.

2.3.6. Перевірка головної балки в опорному перерізі (в зоні впливу максимальних поперечних сил)

Перевірку міцності здійснено на рівні нейтральної лінії перерізу за формулою (29) Норм [1], якщо момент опору перерізу S_x=131 см³;

Умова міцності забезпечена.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

14

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.3.7. Розрахунок головної балки за ІІ-ю групою граничних станів

Оскільки прогини головних балок обмежуються естетико-психологічними вимогами, то згідно з ДСТУ Б В.1.2-3:2006 (табл. 1) для обчислення прогинів приймаємо характеристичні постійні та квазіпостійні навантаження. Визначаємо уточнену власну вагу головної балки:

Таким чином, сила в прольоту головної балки становить:

F_e =Aγ_fe(g₀₊g_0,mb+v_0l)=1,0·4,7· 1,77*(4,74+0,06+1.5)= 52 кН

де А – площа завантаження балки, А = 4,7 х 1,77 м

g₀ – характеристичне навантаження від власної ваги перекриття, g₀ = 4,74 кН/м²

g_0,mb – характеристичне навантаження від ваги головної балки, g_0mb = 0,05 кН/м²

V_0l – характеристичне квазіпостійне навантаження, V = 1.5 кН/м²

γ_fe – коефіцієнт надійності за навантаженням, γ_fe = 1,0

Прогин головної балки від розрахункового експлуатаційного навантаження обчислюємо за формулою:

;

Розрахунковий момент від експлуатаційного навантаження:

де E – модуль пружності сталі, Е=2,06×10⁵ МПа;

М_в – момент від експлуатаційного навантаження, М_е = 92.04 кНм;

I_x – момент інерції перерізу, I_x = 2550 см²

Оскільки коефіцієнт для схеми даної схеми навантаження (рис. 5), то:

Висновок:

Умова стійкості забезпечена за І-ю та ІІ-ю групою граничних станів. Остаточно приймаємо двотавр №27Б1, ГОСТ 26020-83.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

15

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.4. Розрахунок і конструювання вузлів з’єднання

Опорні ділянки примикання головних балок до колон, а також балок настилу до головних балок запроектовано із врахування всіх діючих норм та правил. Для конструктивних елементів вузлів використано листову сталь класу С255

2.4.1. Розрахунок і конструювання опорного ребра головної балки

Принципове конструктивне вирішення опорного ребра головної балки у вузлах їх обпирання показано на рис.7 та рис.8.

Рис 2.7. Схема розрахунку опорного столика (примикання головна балка-колона)

Рис. 2.8. Схема розрахунку опорного вузла (примикання головна балка-стіна)

Уточнене навантаження від головної балки із двотавра номер 27Б1 масою m_mb=31,5 кг/м при кроці головних балок a_mb= 4,7м, що еквівалентно розподіленому поверхневому навантаженню:

Отримане значення є близьким до попередньо прийнятої величини, що дорівнювала g_mb=0,1кН/м². З даних міркувань величину поперечних сил не уточнено.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

16

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.4.2. Розрахунок опорного ребра у випадку обпирання на опорний столик

Розміри опорного ребра визначено з умови міцності на зминання його торцевої поверхні. Розрахунковий опір листової сталі класу С375 товщиною 2-10 мм. (табл. 51 Норм [1]) R_p=R_u=370МПа. Ширину опорного ребра b_r прийнято рівною ширині пояса балки b_r= b_f=180мм. Тоді необхідна товщина ребра, якщо σ_loc=R_p :

Із конструктивних міркувань товщину опорного ребра головної балки приймяно не меншою, ніж товщина стінки двотавра, тобто t_r ≥ t_w ≥ 6 мм. Остаточно прийнято t_r = 10 мм.

2.4.3. Розрахунок зварних швів прикріплення опорного ребра до стінки колони

Прийнято зварювання ручне, електродами типу Е42 для сталі класу С375 (табл. 55* Норм [1]). Розрахунковий опір металу кутового зварного шва R_wf =180МПа (табл. 56* Норм [1]). Розрахунковий опір металу межі сплавлення:

R_wz =0,45R_un=0,45·410=184,5МПа,

де R_un – нормативний опір листового прокату із сталі класу С240 при товщині зварювальних деталей до 10мм (табл. 56* Норм [1]), R_un=410МПа

Вид роботи швів обчислено, виходячи з умови:

β_f R_wf γ_wf ≤ β_z R_wz γ_wz

де β_f – коефіцієнт ручного зварювання (табл. 34* Норм [1]), β_f =0,7;

β_z – коефіцієнт ручного зварювання (табл. 34* Норм [1]), β_f =1,0;

γ_wf,γ_wz – для всіх конструкцій крім тих, які споруджуються в районах з кліматом нижче –40⁰С, γ_wf = γ_wz =1;

0,7·180=126<1·1845·1=184,5МПа

Умова виконується. Менш міцним є матеріал шва, тому розрахунок параметрів швів проводиться, виходячи з умови міцності металу шва. Необхідний катет шва із умови зрізування опорною реакцією V_A=Q_max= 30,3 кН, допускаючи, що розрахункова довжина шва l_w,max=85β_f , обчислено за формулою:

де n_w – кількість зварних швів, n_w=2;

Із конструктивних міркувань (табл. 38* Норм [1]) для таврового з’єднання із двосторонніми швами у випадку ручного зварювання листів із сталі класу С245≤С430 завтовшки 10мм мінімальний катет зварного шва приймається рівним k_f,min =6мм , що є більше, ніж розрахунковий катет. Остаточно прийнятий для вертикальних швів k_f =6мм Довжину зварного шва l_w прийнято рівною висоті стінки головної балки – 270мм. Решту швів прийнято k_f =6мм .

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

17

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.4.4. Розрахунок і конструювання опорних ребер у випадку обпирання головної балки на монолітну опорну подушку

Розміри одного із двох опорних ребер визначено як і у випадку розрахунку опорного столика, виходячи з умови міцності на зминання його торцевої поверхні. Ширину ребра прийнято в межах габариту балки:

Прийнято b_r=60мм. З урахуванням конструктивного скосу ребра для пропуску поясного заокруглення радіусом r =11мм опорна ділянка, через яку передається опорний тиск, буде рівною:

60–11=59мм

Необхідна товщина опорного ребра:

де n_r – кількість ребер, n_r =2 ;

Із конструктивних міркувань призначено товщину парних опорних ребер Остаточно прийнято t_r = 7 мм : Необхідний катет швів прикріплення опорних ребер до стінки головної балки як і в першому випадку, в допущенні, що максимальна розрахункова довжина шва становить l_w,max=85β_f і якщо n_w=4:

Виходячи із конструктивних вимог (табл. 38 Норм [1]), прийнято катети вертикальних швів k_f =k_f,min =6мм. Нижні горизонтальні шви опорних ребер в межах опорної ділянки запроектовано конструктивними, оскільки опорна реакція передається через фрезеровані торці ребер.

2.4.5. Розрахунок і конструювання проміжних ребер жорсткості

В місцях обпирання балок настилу на головну балку в одному рівні передбачено опорні ребра жорсткості шириною не менше b_r=59мм (за аналогією з опорним ребром головної балки), а товщину ребер призначено виходячи із умови (п. 7.10 Норм [1]):

Товщина опорного ребра також не повинна бути меншою товщини стінки балки настилу (t_w,sb=6мм). Прийнято остаточно товщину ребер t_r=7мм . Шви прикріплення ребер прийнято двостороннім катетом 6мм – із конструктивних вимог.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

18

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.4.6. Розрахунок болтового з’єднання балок

Для болтових з’єднань прийнято болти нормальної точності (В) класу міцності 5.6. Болти в з’єднаннях працюють на зріз та зминання під дією опорної реакції балки настилу V_A=Q_max=30,3 кН. За табл. 58^* Норм [1] прийнято R_bs=210Мпа; за табл. 59 Норм [1] прийнято R_bp=485МПа, якщо для балок настилу і головних балок клас сталі С255, для яких R_un=370МПа .

Рис. 2.9. Конструктивне вирішення вузла з’єднання балки настилу БН-1 з головною балкою ГБ-1 в одному рівні.

Необхідна площа перерізу монтажних болтів із умови зрізування, враховуючи коефіцієнт 1,1 на одностороннє приєднання балки до ребра внапуск :

де γ_bs=0,9 (табл. 35* Норм [1]); кількість площин зрізу n_s=1.

Згідно табл. 62 Норм [1]конструктивно прийнято три болти діаметром 2,01 мм із площею перерізу A_b,fac=7,06 см².

A_b,fac=2,01×3=6,03см² > A_b,nec =1,68см².

Необхідний діаметр болтів із умови зминання, враховуючи коефіцієнт 1,1 одностороннє приєднання балки до ребра внапуск, якщо кількість болтів у з’єднанні n_b=3, γ_bs=0,9 (табл. 35* Норм [1]), а мінімальна товщина деталі, що зминається в одному напрямі, Σt_min= t_w,sb=0,6cм :

.

Із двох значень остаточно приймаємо три болти діаметром 30мм (3ø30), виходячи із умови зрізування та конструктивних міркувань.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

19

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.5. Розрахунок і конструювання колони 1-го поверху

Колону першого поверху запроектовано із колонних двотаврів з паралельними гранями поличок за ГОСТ 26020-83 сталі класу С235 згідно із завданням на проектування. Колона обпирається на фундамент нижнім фрезерованим кінцем через опорну плиту бази.

2.5.1. Обчислення навантаження на покриття

Для заданої будівлі запроектовано суміщену плоску покрівлю, конструкція якої наведена на рис. 2.10:

Рис. 2.10. Конструкція суміщеного покриття.

Збір навантаження на покрівлю проводиться аналогічно до збору навантаження на перекриття, при цьому враховується власна вага конструкції плюс снігове навантаження, яке характеризується наступними коефіцієнтами:

• γ_fm,s – коефіцієнт надійності для снігового навантаження, що залежить від терміну експлуатації будинку (за п.8.11 Норм [1]); приймаючи для цивільного будинку розрахунковий термін експлуатації Т_ef =100 років (додаток В Норм [1]), – γ_fm,s =1,04.

• S₀ – характеристичне значення снігового навантаження, яке приймають залежно від снігового району за картою 8.1 Норм [1]; оскільки Рівне знаходиться в 5-му сніговому районі, – S₀ =1400Па=1,4кН/м².

• с – коефіцієнт, який враховує конфігурацію даху, географічну висоту і умови експлуатації даху і який обчислюють за формулою:

• μ – коефіцієнт переходу від снігового навантаження на горизонтальну поверхню землі до навантаження на покриття, який залежить від конфігурації даху і який приймають за п.п. 8.7, 8.8 Норм [1]; для дахів з кутом менше 25 μ =1

• c_e – коефіцієнт, який враховує режим експлуатації даху (п.8.9 Норм [1]); оскільки немає ніяких даних про режим експлуатації даху, приймаємо c_e =1.

• c_alt– коефіцієнт, який враховує географічну висоту розташування майданчика під будівництво (п.8.9 Норм [1]); оскільки географічна висота для Києва становить приблизно0,3км<0,5км, то c_alt =1

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

20

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Збір навантаження на 1 м² покриття

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

21

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

2.5.2. Обчислення навантаження від власної ваги колони

Оскільки заданий будинок є цивільним, з невеликим змінним навантаженням, то для обчислення навантаження від власної ваги колони попередньо прийнято колонний двотавр №20К1 (ГОСТ 26020-83):

• h_c = 195 мм

• m_c = 41,5 кг/м.

Навантаження від власної ваги колони:

G_c = (n·H+ΔH_fund) ·m_c·g

де n – кількість поверхів, n =3;

H – висота окремого поверху, H =4 м;

ΔH_fund – заглиблення бази колони нижче відмітки підлоги І-го поверху, ΔH_fund =0,15м

G_c = (3·4+0,15)·41,5·9,81= 4946Н = 4,9 кН

2.5.3. Обчислення розрахункового зусилля на колону

Колону першого поверху розглянуто, як центрально-стиснутий стрижень, що навантажений зосередженою силою N. Для обчислення осьової сили використано поняття вантажної площі колони, яка рівна добутку кроку L₁ на проліт L₂:

A_c = L₁× L₂= 6·7,5 = 45,0 м².

Розрахункове граничне зусилля, виходячи з навантажень на перекриття та покриття будівлі, а також власної ваги колон обчислено за формулою:

N =(q·(n-1)+Q)·A_c+G_c ,

де q – розрахункове граничне навантаження на перекриття (п.2.2.1), q = 3,2кН/м²;

n – кількість поверхів будівлі, n = 3;

Q – розрахункове граничне навантаження на покрівлю (п.2.5.1), Q = 5,1 кН/м²;

A_c – вантажна площа колони, A_c = 45,0 м²;

G_c – навантаження від власної ваги колони, G_c = 4,9 кН.

N = (3,2·(3-1)+4,87)·45+4,9 = 512 кН

2.5.4. Підбір поперечного перерізу колони

Розрахункова схема колони являє собою центрально-стиснутий просторовий стержень з шарнірним закріпленням його обох кінців, та завантажений осьовою силою N. Значення осьової сили N = 512 кН (див. п.2.5.3)

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

22

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Рис. 2.11. Розрахункова схема колони.

Розрахункова довжина колони:

l_ef = μl

де μ – коефіцієнт зведення геометричної довжини стрижня, μ = 1;

l – геометрична довжина колони;

l = H+ΔH_fund –h_d –h_mb = 4+0,15–0,20–0,443=3,5 м

де h_d – товщина перекриття, h_d = 0,20м;

h_mb – висота головної балки №40Б1, h_mb =0,443 м;

H – висота поверху, H = 4 м;

ΔH_fund – заглиблення бази колони нижче відмітки підлоги І-го поверху, ΔH_fund =0,15м

l_ef = 1·3,5 = 3,5 м.

Підбір перерізу колони виконано методом послідовного наближення, попередньо задаючись робочою гнучкістю колони в межах λ=50…80. Прийнято λ=60. Розрахунковий опір за межею текучості сталі класу С235 – R_y = 240МПа . Коефіцієнт поздовжнього згину при заданій гнучкості та розрахунковому опорі сталі - φ=0,785.

Необхідна площа перерізу колони в першому наближенні:

де γ_c – коефіцієнт умов роботи колон громадських будинків, γ_c=0,95;

γ_n – коефіцієнт надійності за відповідальністю, γ_n=0,95 ;

R_y – розрахунковий опір сталі, R_y = 365 мПа;

φ – коефіцієнт поздовжнього згину, φ=0,653.

Виходячи з необхідної площі поперечного перерізу за сортаментом ГОСТ 26020-83 обрано колонний двотавр №20К1 з наступними характеристиками перерізу:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

23

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Wx,fact = 392 см3 ; Ix = 3820 см4; Sx = 216 см4; . ix = 8,50 см; iy = 5,03 см; b = 200 мм; h = 195 мм; A = 52,82 см2; mmb = 41,5 кг/м

Обчислення гнучкості підібраного стержня, якщо l_ef,x = l_ef,y =3,66м:

Коефіцієнт поздовжнього згину при λ_max= λ_y=63,6; R_y =240МПа

Перевірку нормальних напружень, що виникають в колоні з урахуванням стійкості, виконуємо, виходячи з умови:

Умова стійкості забезпечена, проте підібраний переріз є недонапруженним.

Перевірка економічності економічність прийнятого рішення, виходячи із умови:

Умова не виконується, проте за відсутністю в сортаменті за ГОСТ 26020-83 колонних двотаврів з меншими геометричними характеристиками остаточно прийнято №20К1.

2.6. Розрахунок і конструювання опорних вузлів колони

2.6.1. Розрахунок і конструювання опорного столика колони під головну балку

Опорні столики головних балок проектують, як правило, із штабової сталі завтовшки 30-40мм або із прокатного кутника із обрізаною опорною поличкою, забезпечуючи опорний майданчик довжиною 30…40мм (враховуючи зазор Δ, товщину опорного ребра головної балки плюс 10мм).

Ширину опорного столика призначають на 20 мм більшою за ширину опорного ребра головної балки та з умови влаштування вертикальних зварних швів – меншою або більшою на 20 мм за ширину колони.

З метою надійного обпирання опорного ребра головної балки на столик із штабової сталі їхні контактні торці вирівнюють шляхом фрезерування.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

24

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

При ширині колони b_c=200мм ширина опорного столика b_st :

b_st = b_c–20 = 200–20 = 180 мм

Рис. 2.12. Конструктивне вирішення опорних столиків колони під головну

та другорядну балки

Висоту опорного столика h_st встановлюємо за довжиною вертикальних зварних швів, необхідних для прикріплення столика до колони і які розраховуємо на дію опорної реакції головної балки.

2.6.2. Розрахунок зварних швів кріплення опорного столика до колони

Прийнято ручне зварювання електродами типу Е42 для сталі класу С235. Розрахунковий опір металу кутового зварного шва R_wf =180 МПа . Розрахунковий опір металу межі сплавлення:

R_wz = 0,45 R_un =0,45·350 =157,5 МПа

де R_un – нормативний опір широкоштабового прокату при товщині деталі від 20 до 40мм, R_un = 350 МПа;

Вид роботи швів обчислено, виходячи з умови:

β_f R_wf γ_wf ≤ β_z R_wz γ_wz

де β_f – коефіцієнт ручного зварювання (табл. 34* Норм [2]), β_f =0,7;

β_z – коефіцієнт ручного зварювання (табл. 34* Норм [2]), β_f =1,0;

γ_wf,γ_wz – для всіх конструкцій крім тих, які споруджуються в районах з кліматом нижче –40⁰С, γ_wf = γ_wz =1;

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

25

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

0,7·180·1=126<1·157,5·1=157,5МПа

Умова виконується. Менш міцним є матеріал шва, тому розрахунок параметрів швів проведено, виходячи з умови міцності металу шва. Необхідну довжину одного шва із умови зрізування опорною реакцією обчислено:

де Q_max – опорна реакція головної балки, Q_max=30,3кН;

k_f – мінімальний катет зварного шва (конструктивно), k_f = k_f,min=8 мм;

n_w – кількість зварних швів, n_w = 2;

Остаточно прийнято довжину зварних швів з конструктивних міркувань l_w = 50 мм. Тоді висота опорного столика:

h_st = l_w+20 = 50+20 = 70 мм.

Запроектовано опорний столик із штабової сталі класу С375 розмірами 30×70×180 мм. Лобовий горизонтальний шов по всій ширині опорного столика прийнято з катетом k_f = 6 мм.

2.6.3. Розрахунок і конструювання опорного столика колони під балку настилу

Принципове конструктивне вирішення опорного столика під балку настилу наведено на рис. 2.12. Столик законструйовано, об’єднавши горизонтальне ребро жорсткості колони з вертикальним несучим ребром столика. В столику передбачаємо два овальні отвори 17×20 мм для прикріплення балок настилу марок БН-2 та БН-4

Довжину опорного столика як і ребра жорсткості знайдено з умови:

l_st = h_c–2t_f –2 = 195 – 2·10 – 2 = 173мм,

де t_f – товщина полички колони, t_f = 10 мм;

h_c – висота колонного двотавра, h_c = 195 мм;

Ширину b_st прийнято із умови обпирання балок настилу – не менше 90 мм; b_st=90мм. Товщину листа прийнято не меншою, ніж 1/15 b_st, тобто t_st = 8 мм.

Вертикальне опорне ребро запроектоване із тієї ж листової сталі, що й столик. t_r = 8 мм, ширину ребра прийнято t_r = b_st = 90 мм, а висоту ребра розраховуємо, виходячи із довжин зварних швів для прикріплення столика до стінки колони.

Менш міцним є метал шва, тому розрахунок параметрів швів ведемо, виходячи з умови міцності металу шва:

,

де Q_max – опорна реакція балки настилу, Q_max=30,3 кН;

k_f – мінімальний катет зварного шва (конструктивно), k_f = 6 мм;

n_w – кількість зварних швів, n_w = 2;

Остаточно прийнято довжину зварних швів з конструктивних міркувань l_w = 30 мм.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

26

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Необхідна висота опорного ребра столика під балкою настилу:

h_r = l_w + 20 = 30 + 20 = 50 мм.

Тоді опорне ребро столика із листової сталі класу С235 запроектоване з розмірами 8×50×90 мм. Решту горизонтальних швів прийнято конструктивно з мінімальним катетом 6 мм.

2.6.4. Розрахунок і конструювання бази колони

За типом конструктивного вирішення запроектовано базу центрально-навантаженої колони з фрезерованим торцем у вигляді опорної плити з листової сталі, в якій прорізані отвори під анкерні болти. Особливістю бази є те, що зварні шви приєднання ствола колони до опорної плити призначають із конструктивних міркувань.

Рис. 2.13. Схема обпирання колони на фундамент

Площу опорної плити бази знайдено з умови міцності бетону фундаменту:

де σ_bf – максимальні напруження в бетоні фундаменту під дією зусилля N;

R_b – розрахунковий опір бетону фундаменту;

γ_b,loc – коефіцієнт умов роботи бетону фундаменту;

Площа опорної плити:

A_pl = а².

Коефіцієнт умов роботи бетону γ_b,loc :

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

27

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

28

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Остаточно приймаємо з конструктивних умов L_pl,min = 242мм> L_pl =272мм.

Перевірка напружень, що виникають в бетоні фундаменту під плитою бази колони:

Умова міцності забезпечена.

Товщину опорної сталевої плити знайдено з умови її згинання під дією зусилля стискання колони (N=918 кН) і реактивного опору бетону фундаменту σ_bf . Згинальний момент при цьому на 1 см ширини плити, якщо більший виліт консольної ділянки с_max = 0,5(L_pl – h_c) = 0,5(272– 195) = 77 мм, рівний:

При цьому момент опору на даній ділянці рівний (b=1см):

Тоді, виходячи з умови міцності згинаних елементів:

Необхідна товщина опорної плити:

Плиту бази запроектовано із товстолистової сталі низької міцності, оскільки при такій базі товщина плити конструктивно повинна бути не меншою, ніж 30мм. Прийнято сталь класу С285, для якої R_y =280 МПа при товщині листа 30..40мм (табл. 51* Норм [2]). Тоді:

.

Остаточно прийнято товщину плити t_pl = 30 мм.

Розміри опорної сталевої плити зі сталі класу С235: 30×360×360мм.

Базу колони закріплено до фундаменту 4-ма анкерними болтами діаметром d_ab =20мм передбачаючи в плиті прорізи шириною b_o=2d_ab=2·20=40мм. Шайби під гайками запроектовано товщиною 20мм (20×80×80) і приварено до плити монтажними швами після закріплення колон у проектному положенні. Електроди для зварювання сталі класу С285–типу Е42, катет зварних швів k_f =k_f,min =6мм – із конструктивних міркувань при товщині плити 30 мм із сталі класу С235. Під час вертикальної вивірки колон між верхнім обрізом фундаменту і низом плити залишено зазор 30 мм, який слід заповнити жорстким цементно-піщаним розчином марки не нижче М200.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

29

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3. Проектування залізобетонних конструкцій

3.1. Компонування схеми монолітного ребристого перекриття з балковими плитами

Конструктивне вирішення 2-ї секції цивільної будівлі являє собою споруду з неповним каркасом із зовнішніми несучими стінами та внутрішніми залізобетонними конструкціями у вигляді з/б колон та монолітного ребристого перекриття. Поздовжні і поперечні розбиткові осі проходять через центр колон. Прив’язка зовнішніх стін – модульна, 200мм.

Для монолітного перекриття прийнято поздовжнє розміщення головних балок із кроком, що відповідає прольоту будівлі, та поперечне розміщення другорядних балок, крок яких становить 1765 мм. Внутрішні несучі конструкції – залізобетонні колони прямокутного січення з важкого бетону класу С16/20. Розміри поперечного січення попередньо прийняте 300х300 мм, при кількості поверхів n=3, та висоті поверху –4 м. Конструктивні розміри монолітного перекриття прийнято по розрахунку. Оскільки крок другорядних балок значно менший за проліт будівлі, то конструкції плит можна вважати балкового типу, робочу арматуру запроектовано в коротшому напрямку.

Фундаменти під колони прийнято стовпчастого типу, монолітні, залізобетонні. Відмітка верху фундаменту на 150 мм. нижче рівня чистої підлоги. Глибина закладання фундаментів – -1150 мм. Під основу фундаменту запроектовано піщану підсипку

Покрівлю, як і у випадку 1-ї секції запроектовано суміщеного типу із внутрішнім водовідводом. Конструкція покрівлі, аналогічна, як і конструкція 1-ї секції, за відміною несучих конструкцій, які являють в даному випадку головні і другорядні залізобетонні балки.

3.1.1. Призначення попередніх розмірів перерізів елементів монолітного перекриття

Монолітне перекриття виконано з бетону класу С16\20. Робоча арматура розташована вздовж коротшої сторони. Тоді a_sb=l_pl=1765мм. При цьому, виходячи з норм проектування, орієнтовні розміри елементів конструкцій:

1. Товщина балкової плити:

Прийнято t_pl=80мм

2. Висота та ширина другорядної балки (l_sb=4,7 м):

Прийнято h_sb=300мм. Тоді ширина ребра другорядної балки рівна:

Прийнято b_sb=150мм.

3. Висота та ширина головної балки (l_mb=5,3 м):

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

30

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Прийнято h_mb=600мм.

Прийнято b_mb=240мм.

4. Розміри поперечного перерізу колони прийнято h_c хb_c=300х300мм.

3.2. Розрахунок і конструювання монолітної плити

Перед розрахунком плити проведено уточнення співвідношення її сторін. З урахуванням прийнятих розмірів поперечних перерізів балок:

Тоді співвідношення рівне:

– умова виконується, згідно з п. 5.3.1.5 ДБН-98 [1] плиту відносимо до типу балкової, яка працює на згинання в напрямку короткої сторони

При цьому номінальні розміри становлять a_sb=l_pl=1765мм.

Для розрахунку виділено смугу, шириною 1 м. При цьому плиту розглянуто, як багато пролітну нерозрізну балку, завантажену рівномірно розподіленим погонним навантаженням.

3.2.1. Збір навантаження на перекриття

Для цивільної будівлі під магазинні приміщення запроектовано підлогу (рис. 3.1).

Рис.3.1. Конструкція міжповерхової підлоги

Обчислення навантаження кН/м² виконано в табличній формі, використовуючи довідкові дані щодо об’ємних мас будівельних матеріалів, виробів та конструкцій. Величину нормативного навантаження обчислено як добуток товщини верстви матеріалу на його об’ємну масу. Величину розрахункового навантаження – як добуток нормативного на коефіцієнт запасу міцності Y_fm, прийнятого для кожного з матеріалів згідно ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження та впливи»

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

31

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Збір навантаження на 1 м² перекриття

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

32

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3.2.2. Обчислення розрахункових прольотів плити

Розрахункові прольоти обчислено із врахуванням розмірів несучих елементів перекриття, та величина обпирання плити на зовнішні стіни. Тоді розрахункові прольоти рівні:

1. Крайні:

2. Проміжні:

Рис.3.2. Схема розрахункових прольотів перекриття

3.2.3. Статичний розрахунок плити

Плиту розглянуто, як багато пролітну нерозрізну балку одиничної ширини b_pl=1м, з жорсткими опорами на другорядних балках і шарнірних обпираннях на цегляних стінах. Балка завантажена рівномірно розподіленим погонним навантаженням:

q_е = q·b_pl = 7,85·1 = 7,85 кН/м

де q – розрахункове граничне навантаження на перекриття, q = 7,85 кН/м²

Згинальний момент в крайньому прольоті (стіна-колона):

1,5 кНм;

Згинальний момент згинальний момент на першій проміжній опорі:

1,7 кНм;

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

33

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Згинальний момент в середніх прольотах і на середній опорі:

1,15 кНм;

Рис.3.3. Розрахункова схема балочного перекриття та епюра згин. моментів

3.2.4. Розрахунок арматури і конструювання плити

Матеріали для конструкцій та їхні характеристики:

• Бетон. Для всіх монолітних конструкцій і зокрема для плити прийнято важкий бетон класу С20, розрахунковий опір якого становить f_cd=11,5 МПа. Коефіцієнт умов роботи бетону за відсутністю сприятливих умов для наростання міцності – Y_b2=0,9.

• Арматура. Для армування плити обрано холодно тягнутий дріт класу Вр-І таких діаметрів:

• Вр-1 Ø3, R_s=360МПа;

• Вр-1 Ø4, R_s=365МПа;

• Вр-1 Ø5, R_s=375МПа;

Попередньо прийнята товщина плити t_pl=80мм. Із умови економічності при ξ_opt=0,1…0,2 коефіцієнт α_m.opt рівний:

Необхідна робоча висота перерізу при ширині плити 100см:

3,44см;

де М_В – згинальний момент на опорі, М_В=1,7 кНм;

f_ck – розрахунковий опір бетону, f_ck = f_cd·Y_b2 =10,35 МПа

b_pl – ширина плити, b_pl=100см;

Відстань від центру ваги робочої арматури до нижнього краю перерізу:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

34

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

де с – величина захисного шару бетону, с = 10 мм;

d_s – діаметр робочої арматури (орієнтовно), d_s = 5мм.

Оптимальна висота плити становить:

4,74 см;

Остаточно прийнято товщину плити t_pl=80мм із конструктивних міркувань, для якісного її армування.

3.2.5. Розрахунок необхідної площі робочої арматури

Граничне значення відносної висоти стисненої зони бетону при класі бетону С20 та арматурі Вр-І рівне ξ_R=0,751.

З п.3.2.4. відстань від центру ваги робочої арматури до нижньої грані перерізу a_s=1,3см. Остаточно прийнято a_s=1,5см. Тоді робоча висота перерізу:

6,5 см;

А) Розрахунок необхідної площі поперечного перерізу арматури у першому прольоті під дією моменту М₁ = 4,9 кНм. Коефіцієнт α_т:

0,04

де М₁ – згинальний момент у першому прольоті, М₁=1,5кНм;

f_ck – розрахунковий опір бетону, f_ck = f_cd·Y_b2 =10,35 МПа

b_pl – ширина плити, b_pl=100см;

Y_n – коефіцієнт надійності за відповідальністю, Y_n =0,95;

При цьому відносна висота стисненої зони бетону:

0,04

Хоча відносна висота стисненої зони близька до оптимальної, все ж виконано перевірку:

Умова забезпечена, переріз відноситься до нормально армованих, міцність арматури використана повністю.

Відносне плече внутрішньої пари сил:

0,98

Необхідна площа робочої арматури класу Вр-І в крайньому прольоті при Ø5, R_s = 375МПа:

0,59 см²

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

35

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Б) Розрахунок необхідної площі поперечного перерізу арматури на першій проміжній опорі під дією моменту М_В = 1,7кНм. Коефіцієнт α_т:

0,04

де М_В – згинальний момент на першій проміжній опорі, М_В = 1,7 кНм;

f_ck – розрахунковий опір бетону, f_ck = f_cd·Y_b2 =10,35 МПа

b_pl – ширина плити, b_pl=100см;

Y_n – коефіцієнт надійності за відповідальністю, Y_n =0,95;

При цьому відносна висота стисненої зони бетону:

0,04

Хоча відносна висота стисненої зони близька до оптимальної, все ж виконано перевірку:

Умова забезпечена, переріз відноситься до нормально армованих, міцність арматури використана повністю.

Відносне плече внутрішньої пари сил:

0,998

Необхідна площа робочої арматури класу Вр-І в крайньому прольоті при Ø5, R_s = 375МПа:

0,67см²

В) Розрахунок необхідної площі поперечного перерізу арматури у середніх прольотах та проміжних опорах під дією моменту М_С = 3,5 кНм. Коефіцієнт α_т:

0,025

де М_с – згинальний момент середніх прольотах, М_С = 1,15 кНм;

f_ck – розрахунковий опір бетону, f_ck = f_cd·Y_b2 =10,35 МПа

b_pl – ширина плити, b_pl=100см;

Y_n – коефіцієнт надійності за відповідальністю, Y_n =0,95;

При цьому відносна висота стисненої зони бетону:

0,025

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

36

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Перевірка умови :

Умова забезпечена, переріз відноситься до нормально армованих, міцність арматури використана повністю.

Відносне плече внутрішньої пари сил:

0,952

Необхідна площа робочої арматури класу Вр-І в крайньому прольоті при Ø5, R_s = 375МПа:

0,45 см²

3.2.6. Конструювання плити зварними рулонними сітками

Прийнято тип армування рулонними зварними сітками індивідуального виготовлення з повздовжньою робочою арматурою. Сітки розташовано вздовж головних балок таким чином, щоб робоча арматура лежала вздовж кроку другорядних балок. Сітки в приопорних ділянках гнути за місцем, переводячи повздовжню робочу арматуру з нижньою зони плити у верхню, залишаючи при цьому захисний шар бетону (с=10мм). Виконувати з допомогою фіксатора. У випадку армування рулонними сітками застосовувати спосіб армування, коли основну сітку марки С-1 розташовують по всій довжині смуги плити, а в крайніх прольотах і на других від краю опорах – додаткову сітку С-2 у відповідності до розрахункової площі арматури, яка на цій ділянці є більшою. Ширину сіток обрано з умови можливостей станків для контактного точкового зварювання, а також транспортування і зручності під час монтажу на перекритті. Рекомендовано такі стандартизовані ширини сіток В_с (мм): 1040, 1140, 1230, 1340, 1440, 1540, 1660, 2140, 2350, 2660, 2830, 2940, 3030; з кроком робочих стержнів 100, 125, 150 або 200 мм та з кроком поперечних стержнів 250, 300, 350 та 400 мм залежно від діаметру та кроку робочої арматури. В арматурній сітці передбачено звиси 15…30 мм.

Арматурна сітка на середніх опорах та центральних прольотах С-1 запроектована з робочих стержнів Ø5 мм, конструктивно приймаємо крок 150мм. А_s3.fact=1,31см²> А_s3.nec=0,45см². Поздовжня арматура при цьому - Ø4 мм, крок 400мм. При кроці головних балок в чистоті a_0mb= l_sb -b_mb=5700-240=4460, прийнято 3 сітки з напуском в неробочому напрямку не менше l_0v≥50мм. Необхідна ширина однієї сітки:

1540мм

З урахуванням n – кратності кроків робочої арматури S₁=150 мм і двох поперечних звисів с₁=20мм:

1840мм

Фактичний напуск сіток:

мм353 > 50мм

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

37

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Таким чином сітка С-1:

Довжину сітки Lc та величину поздовжніх звисів не обумовлено, оскільки вони визначаються за місцем при монтажі.

В крайніх прольотах і над першими проміжними опорами укладено додаткову сітку С-2, необхідна площа робочої арматури якої становить:

-0,9 см²

У сітці С-2 немає необхідності.

Рис.3.4. Схема армування монолітної плити

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

38

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3.3. Розрахунок і конструювання другорядної балки

Другорядну балку попередньо прийнято з розмірами b_sb x h_sb = 150 х 300 мм. Дана конструкція, маркування ДБм-1 працює, як багато пролітна нерозрізна балка з крайніми опорами на цегляних стінах та проміжними опорами на головних балках. Окремий тип балки ДБм-2 обпирається на цегляні стіни та колони.

3.3.1. Обчислення розрахункових прольотів другорядної балки

Для обчислення розрахункових прольотів другорядної балки взято до уваги попередньо прийняті розміри головної балки, що становлять b_mb x h_mb = 200 х 500 мм. Крайні шарнірні опори другорядної балки при цьому сперті на опорні подушки, замуровані в стіну, розміри яких c_sb=250мм. Тоді розрахункові прольоти рівні:

1. Крайні:

2. Проміжні:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

39

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3.3.2. Статичний розрахунок другорядної балки

Згідно з п.3.2.1. рівномірно розподілене навантаження на перекриття рівне q = 7,85 кН/м² (з урахуванням власної ваги балок настилу). При кроці другорядних балок a_sb=1,87 м, рівномірно розподілене навантаження на балку складає:

q_е = q·a_sb = 7,85·1,87 = 14,7 кН/м

Багато пролітну балку розглянено завантаженою погонним постійним навантаженням на всіх прольотах і всіма можливими варіантами тимчасового навантаження. Розрахункова схема наведена на рис.3.6. При різноманітних схемах завантаження нерозрізної балки змінним навантаженням в її перерізах виникають найбільші та найменші внутрішні зусилля – моменти М та поперечні сили Q, а епюри при цих зусиллях носять огинаючий характер. При цьому, чим більше співвідношення змінного навантаження до постійного, тим більші виникають від’ємні прольотні моменти. Характер епюр і величина внутрішніх зусиль обчислена з урахуванням пластичної роботи бетону.

Рис.3.6. Розрахункова схема другорядної балки та епюри внутрішніх зусиль

Обчислення згинальних моментів у балці:

1) В крайніх прольотах:

2) На першій опорі від початку:

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

40

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3) На середні опорах і центральних прольотах:

А поперечні сили, що виникають:

• На крайній опорі:

• На першій від краю опорі:

• На першій від краю опорі справа і на всіх решта опорах справа і зліва:

3.3.3. Уточнення розмірів поперечного перерізу балки

Другорядну балку загалом розглянемо, як балку таврового перерізу. Попередньо прийняті розміри балки b_sb x h_sb = 200 х 300 мм. Ширину полички балки прийнято рівною кроку другорядних балок a_sb = 3000мм = b_f^’. Висота полички h_f^’ = t_pl = 80мм.

З метою забезпечення перерозподілу внутрішніх зусиль M та Q у відповідності до огинаючих епюр, необхідно дотримуватись умови: ξ≤ξ_R=0,35, яка пов’язана з мінімальною висотою перерізу.

Прийнято відносну висоту стиснутої зони бетону ξ=0,35, для якої:

Визначення мінімальної робочої висоти перерізу:

18,39 см;

де М_В – згинальний момент на опорі, М_В=21,3 кНм;

f_ck – розрахунковий опір бетону, f_ck = f_cd·Y_b2 =10,35 МПа

b_sb – ширина другорядної балки, b_sb=20см;

Повна мінімальна висота перерізу, при a_s = 40мм:

22,39см;

Остаточно прийнято товщину плити h_sb = 30 cм ≥ h_min = 22,39 см. Ширина перерізу залишається також без змін.

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

41

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

3.3.4. Вихідні дані для конструювання другорядної балки

Необхідну площу поздовжньої робочої арматури в розтягнутих зонах балки визначено за максимальними згинальними моментами в прольотах та на опорах. При розрахунку за додатними прольотними моментами розрахунковий переріз балки прийнято тавровим, оскільки поличка знаходиться у верхній стиснутій зоні. При розрахунку за від’ємними моментами переріз балки прийнято прямокутним, з шириною ребра b_sb=150мм, оскільки під впливом згинальних зусиль, поличка знаходиться у нижній розтягнутій зоні.

Уточнена ширина стиснутої полички перерізу b_f^’­:

1. b_f^’­­­= b_sb+2b_fs=150+2·782,5=1715мм

де b_fs – ширина звису в кожну сторону від ребра, при кроці другорядних балок в чистоті, b_fs = (a_sb – b_mb)· 0,5 = (1765 – 200)· 0,5 = 782,5мм ;

2. b_f^’­­­= b_sb+2 b_fs = 150 + 2·883=1717мм;

де b_fs – ширина звису в кожну сторону від ребра, при кроці другорядних балок в чистоті, b_fs = l_ef.sb / 6 = 4700/ 6 = 783,3мм ;

Виходячи з двох умов обрано ширину полички приймаємо b_f^’­­­ =1720мм, що не перевищує кроку другорядних балок a_sb=1765мм.

Матеріали для конструкцій та їхні характеристики:

• Бетон. Для всіх монолітних конструкцій і зокрема для балки прийнято важкий бетон класу С20, розрахунковий опір якого становить f_cd=11,5 МПа. Коефіцієнт умов роботи бетону за відсутністю сприятливих умов для наростання міцності – Y_b2=0,9.

• Арматура. Для армування балки обрано стрижневу арматуру; в приопорних ділянках - холодно тягнутий дріт класу Вр-І. Таким чином, вихідна арматура:

• А400С, R_s=375МПа;

• Вр-1 Ø3, R_s=360МПа;

• Вр-1 Ø4, R_s=365МПа;

• Вр-1 Ø5, R_s=375МПа;

3.3.5. Конструювання балки у першому прольоті

Конструктивні розміри балки:

• h_sb = 300мм;

• b_sb = 150мм;

• b_f^’­­­ = 1720мм;

• h_f^’­­­= 80 мм;

Задано однорядне розташування стержнів арматури. Відстань від центру їх ваги до нижньої грані конструкції:

27,5мм

де d_s – орієнтовний діаметр робочої арматури, d_s =15мм;

с – захисний шар бетону, с = 20мм (згідно конструктивних вимог проектування).

Робоча висота перерізу:

245мм;

НУ «Львівська політехніка»

Арк.

42

Змін

Арк.

№ докум.

Підпис

Дата

Встановлено випадок розрахунку таврового перерізу, виходячи із розташування нейтральної осі. Для цього обчислено несучу здатність таврового перерізу за умови, що вся поличка стиснена (х= h_f^’­­­):

26650 Н = 26,5 кН

де b_f^’­­­ – ширина полички, b_f^’­­­=1720 см;