Проектування залізобетонного перекриття суспільної споруди

Тип работы:
Курсовая
Предмет:
Строительство


Узнать стоимость

Детальная информация о работе

Выдержка из работы

Міністерство освіти та науки України

Полтавський державний технічний університет

імені Юрія Кондратюка

Кафедра КМД і П

Курсовий проект

на тему:

«Проектування залізобетонного перекриття суспільної споруди»

Виконала ст. гр. 504-АД.

Сметаніна Т. Г.

№ 2 069

Перевірив: Шкіренко С.В.

Полтава 2011

I. ЗМІСТ ЗАВДАННЯ КУРСОВОГО ПРОЕКТУ

залізобетонний перекриття колона

Курсовий проект виконують на основі індивідуального завдання, яке має такі вихідні дані для проектування:

Запроектувати перекриття у вигляді балкової клітки нормального типу при вихідних даних:

балкова клітка складається із трьох прольотів і трьох кроків;

по зовнішньому контуру перекриття опирається на цегляну стіну товщиною 520 мм;

настил балкової клітини виконаний із збірних плоских пустотних залізобетонних плит;

плити опираються на монолітний залізобетонний ригель прямокутного перерізу;

ригель у прольоті опирається на трубобетонні колони, база яких знаходиться на позначці - 0,5 м;

на залізобетонних плитах улаштовується один з 4-х типів перекриття (1; 2; 3; 4; див. табл. 2);

позначка найвищої точки підлоги;

на перекриттяі діє рівномірно розподілене по площі корисне навантаження (короткочасне навантаження 0,6, довготривале 0,4);

для виготовлення збірної панелі, ригеля та заповнення трубобетонної колони використовується бетон певного класу;

труба-оболонка для стійки виконана із сталі певного класу;

в якості робочої арматури в ригелі на плиті прийнята стержнева арматура із сталі класу А-II, чи А-III;

в якості поперечної арматури — стержнева арматура А-I;

зварні сітки виконуються із проволоки класу Вр-I.

1. Розробити схему перекриття на основі індивідуального завдання (див. табл. 1).

Таблиця 1

Проліт ригеля

L, м

Крок колон В, м

Позначка підлоги

Н, м

Корисне навантаження

Рn, кН/м2

Ширина плити, м

Клас бетону

Клас арматури

Клас сталі

Тип підлоги

7,2

5

11,5

6,1

1,2

В-25

А-ІІ

С-275

2

2. Компонування конструктивної схеми перекриття

Рис. 1. Конструктивна схема перекриття:

1 — збірна з/б пустотна плита;

2 — монолітний з/б ригель;

3 — трубобетонна колона;

4 — цегляна стіна.

2.1 Вибір типу перекриття

Тип перекриття

Склад перекриття

Нормативне навантаження кН/м2

t

(табл. 1)

[1]

Розрахункові навантаження кН/м2

1

2

3

4

5

2,

1. Лінолеумне покриття

=18кН/м3, =0,004 м

0,072

1,3

0,094

2. Стяжка з легкого бетону

=16 кН/м3, =0,05 м

0,80

1,3

1,04

3. Шар утеплювача (шлак)

=8 кН/м3, =0,46 м

0,368

1,3

0,478

4. Залізобетонна пустотна плита

=0,22 м

3,0

1,1

3,3

= 4,24

= 4,912

Розрахунок залізобетонної збірної плоскої пустотної панелі перекриття

3.1 Збір навантажень на плиту

Навантаження, що діє на перекриття

Вид навантаження

Нормативне

навантаження,, кН/м2

Розрахункове

навантаження,, кН/м2

Постійне навантаження

4,24

4,912

Тимчасове навантаження:

короткочасне (60% від призначеного)

3,66

1,2

4,4

тривале (40% від призначеного)

2,44

1,2

2,9

Усього:

6,1

7,3

Повне навантаження:

постійне та тривале

6,68

7,812

короткочасне

3,66

4,4

Усього:

10,34

12,212

3.2 Визначення розрахункової схеми плити

Номінальна довжина панелі з круглими пустотами призначається відповідно до кроку колон. = 5 м. Ширина плити пов’язана з довжиною ригеля умовами кратності і згідно із завданням вона дорівнює

1,2 м. Висота плити призначається відповідно до існуючого типового розміру 220 мм.

Розрахунковий проліт плити призначається в допущенні спирання однією стороною плити на ригель, другою стороною на несучу огорожу (мал. 3. 11 [6]).

визначається за формулою

,

де — крок колон, який відповідає номінальній довжині плити;

— величина спирання плити на стінову огорожу, дорівнює 200 мм;

— величина спирання плити на ригель, дорівнює 100 мм.

У нашому випадку розрахунковий проліт плити:

м.

Мал. 2. Прив’язка збірної плити до розбивних осей

3.3 Визначення навантажень та зусиль

На 1 м довжини плити шириною 1,5 м діють навантаження (згідно із прикладом):

— нормативне короткочасне: = 3,66 кН/м2 1,2 м = 4,392 кН/м;

розрахункове короткочасне: = 4,4 кН/м2 1,2 м = 5,28 кН/м;

— нормативне постійне та тривале: = 6,68 кН/м2 1,2 м = 8,016 кН/м;

розрахункове постійне і тривале: = 7,812 кН/м2 1,2 м = 9,374 кН/м;

— усього нормативне повне: =+= 8,016 + 4,392 = 12,408 кН/м;

розрахункове повне: =+= 9,374 + 5,28 = 14,654 кН/м;

Згинаючий момент від повного навантаження:

= 14,654 кН/м 4,852 м 1/8 = 43,08 кНм,

= 1 — коефіцієнт надійності за призначенням (для цивільної споруди) (стор. 34 [1]).

Згинаючий момент від повного нормативного навантаження:

= 12,408 кН/м 4,852 м 1/8 = 36,48 кНм.

Згинаючий момент від нормативного постійного і тривалого навантаження:

= 8,016 кН/м 4,852 м 1/8 = 23,56 кНм.

Згинаючий момент від нормативного короткочасного навантаження:

= 4,392 кН/м 4,852 м 1/8 = 12,91 кНм.

Максимальна поперечна сила на опорних ділянках від розрахункового повного навантаження:

= 14,654 кН/м 4,85 м ½ = 35,54 кН.

Максимальна поперечна сила від нормативного повного навантаження:

= 12,408 кН/м 4,85 м ½ = 30,10 кН.

Максимальна поперечна сила від нормативного постійного і тривалого навантаження:

= 8,016 кН/м 4,85 м ½ = 19,44 кН.

3.4 Підбір перерізу плити

Для виготовлення плити приймаються слідуючі матеріали:

Бетон класу В25

— = 30 103 МПа (табл. 18 [2]);

— = 14,5 МПа (табл. 13 [2]);

— = 1,05 МПа (табл. 13 [2]);

— = 18,5 МПа (табл. 12 [2]);

— = 1,6 МПа (табл. 12 [2]);

— = 0,9 (табл. 15 [2]).

Поздовжня арматура із сталі класу А-II

— = 280 МПа (табл. 22 [2]); для d=6−8мм.

Поперечна арматура із сталі класу А-I

— = 225 МПа (табл. 22 [2]);

— = 175 МПа (табл. 22 [2]).

Зварні сітки із дротин класу Вр-I

— = 375 МПа, = 270 МПа — для = 3 мм (табл. 23 [2]);

— = 365 МПа, = 265 МПа — для = 4 мм (табл. 23 [2]);

— = 360 МПа, = 260 МПа — для = 5 мм (табл. 23 [2]).

Плита розраховується як балка прямокутного перерізу з розмірами = 1 200 220 (мм). При ширині плити = 1200 проектуємо плиту з 6-ма пустотами (при = 1000 — 5 пустот, при = 1500 — 7 пустот). Приводимо поперечний переріз пустотної плити до еквівалентного двотаврового перерізу (мал. 3).

Мал. 3. Приведений переріз.

Замінивши площу круглих пустот на аналогічну площу квадратів із тим же моментом інерції, вилучаємо площу пустот із поперечного перерізу. Сторона приведеного квадрата визначається за формулою

.

За типовим діаметром пустот мм:

мм.

Відповідно висота полички двотавра:

мм.

Приведена товщина ребер:

мм,

мм — розрахункова ширина стиснутої полички двотавра; - кількість пустот.

3.5 Розрахунок міцності нормального перерізу

Таким чином, приймаємо попередню висоту плити = 220 мм (рис. 3).

Значення коефіцієнта (2. 40 [6]):

,

де — робоча висота перерізу (при захисному шарі =30 мм):

мм.

Користуючись табл. 2. 12 [6], знаходимо коефіцієнти =0,08 та

= 0,96

Висота стиснутої зони приведеного перерізу:

мм < = 38 мм.

Згідно із розрахунком, тому ми робимо висновок, що нейтральна вісь знаходиться у межах стиснутої полиці. На підставі цього можливий розрахунок як для прямокутного перерізу (у випадку подальший розрахунок виконується як для таврового перерізу за формулою 31 [2]).

У нашому випадку потрібна площа поперечного перерізу поздовжньої арматури:

см2.

Приймаємо 7 стержнів = 14 мм класу А-II

Загальна площа 714 А-II- A S = 10,77 см² (стор.1 [15])

Стержні розташовують у 7 каркасах. Кожний каркас складається із двох стержнів повдовжньої арматури, один із яких знаходиться у стиснутій зоні бетону (приймається конструктивно = 10 мм), а другий (розрахунковий діаметр = 14 мм) — у розтягнутій зоні бетону. Між собою поздовжні стержні з'єднуються поперечною арматурою, яка водночас сприймає дію поперечної сили. Розташування та розміщення поперечної арматури визначається розрахунками на міцність похилого перерізу.

3.6 Розрахунок міцності похилого перерізу

У багатопустотних збірних плитах мм і менше допускається поперечну арматуру не встановлювати. Розрахунок елементів без поперечного армування на дію поперечної сили виконується із умов:

а) (71 [4]),

де — максимальна поперечна сила у грані опори (= = 35 540 Н)

35 540 Н < 2,5 0,9 1,05 312 190 = 140 049 Н;

б), (72 [4].),

де — поперечна сила в кінці похилого перерізу;

— коефіцієнт, що визначається за табл. (21 [4]), = 1,5;

— довжина проекції похилого перерізу, приймається не більше ніж 2,5.

При розрахунках елементів на дію розподіленого навантаження, якщо виконується умова

де (повне навантаження), = 12,35+8,1 = 20,45 кН/м2,

20,4510−3 Н/мм2 < = 179,0 Н/мм2,

значення приймається таким, що дорівнює:

; = 2,5190 = 475 мм,

35 540 — 12 212 0,475 = 29 739,3 Н,

29 739,3 Н < = 33 611,76 Н.

Обидві умови виконуються, отже, поперечна арматура за розрахунком не потрібна.

Поперечну арматуру передбачаємо згідно з конструктивними вимогами, розташовуючи її з кроком = 220 / 2 = 110 мм, повинно бути 150 мм. Призначаємо поперечні стержні діаметром 6 мм класу А-II через 100 мм у опорах на відрізках довжиною ¼ прольоту. В середній — Ѕ частині панелі для зв’язку поздовжніх стержнів каркаса за конструктивними міркуваннями встановлюємо поперечні стержні через 500 мм (п. 5. 27 [2]).

3.7 Розрахунок плити на утворення тріщин

Приймається без розрахунку, що при згині, елементи прямокутного і таврового перерізів зі стиснутими полками мають на найбільш напружених ділянках тріщини, нормальні до поздовжньої осі, якщо потрібний за розрахунком коефіцієнт армування 0,005:.

Перевіряємо умову відсутності похилих тріщин:

, (248 [4]),

де — коефіцієнт (визначається за табл. 21 [4]), = 0,6,

29 739 Н < 0,6 1,6 312 190 = 56 908,8 Н.

Похилі тріщини не утворюються.

3.8 Розрахунок на розкриття тріщин

Плита перекриття, відповідно до [4] належить до третьої категорії тріщиностійкості, як елемент, що експлуатується в закритому приміщенні й армований стержнями із арматури класу А-III. Допустима ширина розкриття тріщин — = 0,4 мм, = 0,3 мм (табл.1 [4]).

У загальному випадку розрахунок на розкриття тріщин виконується двічі на нетривале і тривале розкриття тріщин. Для елементів, що розраховуються на дію короткочасного та тривалого навантаження, повинна дотримуватися умова:

,

де — приріст ширини розкриття тріщин унаслідок короткочасного збільшення навантаження від постійного й тривалого до повного;

— ширина розкриття тріщин від тривалої дії постійного і тривалого навантаження.

Ширину розкриття визначаємо за формулою

, (144 [5]).

3.8.1 Розрахунок на нетривале розкриття тріщин

— для короткочасного навантаження і при нетривалій дії постійного та тривалого навантаження;

— для арматури класу А-II (стержневої періодичного профілю);

=0,0248 0,02;

= 2105/30 103=6,67;

= 1,12 (залежно від) (=10 мм — = 1; = 22 мм — = 1,4);

= 6,67 / (1,12 (1+2 6,67 0,0182)) = 4,79;

— напруження в арматурі, ,

де- відстань від центру ваги перерізу арматури до точки прикладання рівнодіючої зусиль у стиснутій зоні перерізу;

— діаметр поздовжньої арматури;

, (166 [5]),

де.

У формули входить значення висоти стиснутої зони х, що визначається як

, (160 [5]),

де, (181 [5]),

тут.

При цьому, (280 [4]),

= 1,1 — при нетривалій дії навантаження для арматури стержневої (табл. 32 [4]),

, (281 [4]),

— момент опору приведеного перерізу відносно крайнього розтягнутого волокна, допускається визначати за формулою

(247 [4]),

для двотаврового симетричного перерізу при = 1170/ 312 = 3,75

2 < 3,75 6 = 1,5 (т. 29 [4]).

Визначаємо характеристики приведеного перерізу:

— площу

;

= 1170 38 + (196 — 2 38) 312 + 6,67 10,77 = 81 972 мм²;

— статичний момент площі відносно нижньої грані перерізу

;

= 1170 38 (196 — 0,5 38) + 1170 38 0,5 38 + 312 (196- 2 38) 0,5 196 + 6,67 1077 30 =

=12 598 787,7 мм³;

— відстань від нижньої грані до центру ваги перерізу

мм,

= 196 — 153,7 = 42,3 мм;

— момент інерції

+

;

— момент опору

= 7 177 269,7 мм³;

= 1,5 = 10 765 904,55 мм³;

1,5 МПа для В20

Обчислимо:

= 0,472

= 1,25 — 1,1 0,472 = 0,73

;

= 0,176

де = 0,9 (п. 4. 15 [4]); = 0,85 для важкого бетону;

= 1 (табл. 34 [5]) (для нетривалої дії навантаження).

= 3,13

= 0,103

Оскільки, стиснута арматура в розрахунках не враховується.

Висота стиснутої зони: = 0,103(1+3,13)190 =

= 80,82 мм.

= 1,98

= 168,4 мм.

Напруження в арматурі:

= 201,14 МПа;

= 2,4;

;

= 0,098 мм.

Для визначення обчислюємо у тій же послідовності:

= 0,730;

= 1,25 — 1,1 0,730 = 0,447;

= 0,288

=1,909;

= 0,127

0,127(1+1,909)190 = 70,19 мм;

= 0,057;

= 166,836 мм. ;

= 131,17 МПа; = 1. 93

> 1. 45;

= 0,063 мм.

3.8 Визначення прогинів

Граничні прогини елементів перекриття з плоскою стелею при прольотах м становлять 3 см (табл. 4 [4]) при умові дії постійного та тривалого навантаження й зумовлені естетичними вимогами (табл. 2 [4]).

Прогин усередині прольоту плити при дії постійного та тривало діючого навантаження

, (311 [4]),

де — коефіцієнт, що приймається за табл. 75 [4]. Для вільно обпертої плити, яка завантажена рівномірно розподіленим навантаженням, становить 5/48;

— кривизна в середині прольоту.

На ділянках, де в розтягнутій зоні утворюються нормальні тріщини, кривизна елементів без попереднього напруження, визначається за формулою

мм-1,

де =80,82мм — висота стиснутої зони при нормативному постійному та тривалому навантаженні.

мм.

3. 10 Монтажні навантаження на плиту

Для можливості транспортування та монтажу плити її конструкція перед-бачає улаштування чотирьох петель із сталі класу А-II. Петлі розташовуються на відстані 700 мм від торцевої поверхні плити і 300 мм від бокових граней (мал. 3).

Діаметр петель визначається із умов дії монтажного навантаження.

Момент у консольній частині плити в монтажному положенні

= 1007 0,72 / 2 = 2,46 кНм.

M

Мал. 4. Розрахункова схема консольної ділянки панелі

Розрахункове навантаження від власної ваги плити з урахуванням коефіцієнта динамічності визначається за формулою

= 1,41,15,51,19 = 10,07 кН/м,

де- коефіцієнт надійності за навантаженням;

— конструктивна ширина плити;

— власна вага 1 м ширини плити.

Власна вага визначається за формулою

= 0,2225 = 5,5 кН/м2,

— приведена висота плити;

— щільність бетону.

Монтажний момент сприймається верхньою поздовжньою арматурою каркасів. Площа поперечного перерізу цієї арматури визначається за формулою

см2,

де — розрахунковий опір арматури розтягу;

— робоча висота плити.

Визначена площа не повинна перевищувати площу перерізу, прийняту в розрахунках на міцність нормального перерізу арматури.

При підйомі плити її вага сприймається двома петлями. Зусилля на одну петлю:

= 10,071,97 / 2 = 25,02 кН.

Площа перерізу петлі визначається за формулою

см2.

У нашому випадку діаметр петель приймається конструктивно =10 мм А-I (= 5,5 см2).

4. Розрахунок залізобетонного монолітного ригеля

4.1 Визначення розрахункової схеми ригеля

Розрахункова схема ригеля являє собою нерозрізану трьохпролітну балку, яка завантажується рівномірно розподіленим навантаженням. Розрахункова довжина середніх прольотів при величині опирання ригеля на колону = 300 мм та (згідно із завданням):

= 6,9 м.

Розрахункова довжина крайніх прольотів при величині опирання на огорожу = 250 та довжині прив’язки до внутрішньої грані стіни = 200 мм:

= 6,725 м.

Мал. 5. Розрахункова схема ригеля

4.2 Збір навантажень на ригель та визначення розмірів ригеля

Навантаження на 1 м довжини ригеля приймаємо з урахуванням вантажної площі = 5 м (відстань між осями ригелів згідно із завданням).

Мал. 6. Визначення вантажної площі для розрахунку ригеля

Розміри ригеля попередньо приймаються:

0,72 м = 720 мм;

= 0,36 м = 360 мм.

При практичному проектуванні розміри та приймаються кратними 50 мм.

Згідно із призначеними розмірами, постійне навантаження дорівнює:

31,69 кН/м,

= 5 м — крок ригелів;

4,912 кН/м2 — постійне навантаження від плити перекриття (таб. 2, таб. 3);

= 25 кН/м3 — щільність важкого бетону;

= 1,1 (табл. 1 [4]).

Тимчасове навантаження (табл. 3):

— короткочасне

22 кН/м;

— тривале

14,5 кН/м;

— усього тимчасове.

= 36,5 кН/м.

Загальне навантаження:

= 68,19 кН/м.

4.3 Визначення розрахункових згинаючих моментів та побудова епюри моментів

Розрахункові моменти за рівномірною схемою:

— у крайніх прольотах:

= 28,36 кНм;

— у середньому прольоті:

= 202,91 кНм.

Згинаючу епюру моментів визначають для двох схем завантаження:

1 — повне навантаження у крайніх прольотах й умовне навантаження в середньому;

2 — повне навантаження у середньому прольоті та умовне у крайніх прольотах.

Максимальні прольотні та опорні моменти приймаються за рівномірною схемою.

Мінімальні пролітні моменти визначаються від ординат опорних моментів та відповідаючих моментів від навантаження.

У нашому випадку

= 68,19 кН/м,

=31,69+ = 40,82 кН/м.

= 48,82 · 6,725=167,83 кНм;

= 40,82 · 6,92 /16 = 121,47 кНм.

Мінімальні значення моментів у прольотах:

= 27,65 кНм;

= 20,02 кНм.

Мал. 8. Побудова згинаючої епюри.

4.4 Розрахунок на міцність нормального перерізу ригеля

При розрахунку прямокутного перерізу ригеля (мм) приймаємо товщину захисного шару у стиснутій та розтягнутій зонах 30 мм.

Відповідно робоча висота перерізу ригеля складає

= 690 мм.

Потрібна площа робочої арматури розраховується за допомогою параметрів (табл. 2. 12 [6]).

Для крайніх прольотів, при = 280,36 кНм

0,13.

За допомогою табл. 2. 12 [6] визначимо коефіцієнти = 0,14, =0,93.

Потрібна площа арматури:

= 1560,36 мм².

Перевіримо умову, за якою відносна висота стиснутої зони бетону не повинна перевищувати граничного значення (69 [2]):

= 0,15,

де (- для важкого бетону);

= 280 МПа;

= 500 МПа при (п. 3. 12 [2]).

Оскільки умова виконується, приймаємо А-III — з площею.

У середніх прольотах при = 202,91 кНм:

0,09;

(табл. 2. 12, [6]).

Потрібна площа арматури

= 1105,54 мм².

При виконанні умови, приймаємо 4=20 А-IІI — з площею = 1256 мм².

4.5 Розрахунок міцності в похилих перерізах

Перевіряємо міцність балки на дію поперечної сили за умовою:

(ф. 47 [4]),

де — поперечна сила на відстані не ближче від опори:

= 228,10 кН,

де =0,6 · 68,19 · 6,725=275,15

— коефіцієнт, що враховує вплив поперечної арматури на несучу здатність, приймаємо = 1;

— коефіцієнт, що враховує вплив бетону:

,

= 0,01 (для важкого бетону);

228 100Н < 0,3 0,8695 14,5 0,9 360 690 = 845 576,58 H.

Умова виконується, прийняті розміри достатні, міцність по похилій смузі забезпечена.

Перевіримо умови необхідності розрахунку поперечної арматури:

а) ,

275 150 Н < 2,5 1,05 0,9 360 690 = 586 845 H.

Умова виконується.

б) ,

де — поперечна сила в кінці похилого перерізу, для її підрахування обчислюємо:

= 1725 мм — довжина проекції найбільш небезпечного похилого перерізу.

Поперечна сила сприймається поперечною арматурою каркасів, яка розташовується з певним кроком, відповідно до розрахунку та конструктивних вимог.

Перевіряємо умову

,

(для важкого бетону).

68,19кН/м < = 81,65 кН/м.

При виконанні умови:

= 1725 мм,

= 157 522,3 Н,

157 522,3Н > = 140 842,8 H.

Умова не виконується — поперечну арматуру потрібно розрахувати.

Визначаємо мінімальну силу, що сприймається бетоном:

,

де — коефіцієнт, що залежить від типу бетону,

= 0,6 (для важкого бетону).

= 140 842,8Н.

Задаємося діаметром та кроком поперечної арматури.

Приймаємо 8 А-I, = 175 МПа (табл. 22, [2]), = 28 = 101 мм².

Задаємо крок поперечної арматури з умов: при 45 мм крок не більше ніж = 240 мм і не більше 500 мм. (п. 5. 27 [2])

Приймаємо = 240 мм.

Визначаємо зусилля, яке сприймає поперечна арматура на одиницю довжини ригеля:

Н/мм.

Для поперечної арматури, що розраховується, повинна виконуватися умова:

(п. 57 [4]),

73,65Н/мм Н/мм,

Умова не виконується зменшуемо крок S=150 мм.

q= =117,87

Згідно із вимогами S, де

мм.

Визначаємо момент, що сприймається бетоном

, (п. 52 [4]),

— коефіцієнт, що залежить від типу бетону = 2.

кНм.

Визначаємо проекцію похилої тріщини, для цього перевіряємо умову

,

кН/м.

Умова виконується.

мм = 1,319 м.

Визначаємо поперечне зусилля, що сприймається бетоном стиснутої зони під тріщиною:

кН,

кН.

Визначаємо поперечну силу в кінці похилого перерізу

кН.

Обчислюємо довжину проекції похилого перерізу

= 1660 мм.

Ураховуючи умови:

1) С0<С = 1319 мм;

2) С0? h0 = 690 мм;

3) С0? 2h0 = 1380 мм.

приймаємо С0 = 1319 мм.

Визначаємо поперечну силу, яку сприймають поперечною арматурою:

кН,

кН.

Умова виконується розрахунок закінчено.

5. Розрахунок центрально-стиснутої трубо бетонної колони

5.1 Визначення розрахункової схеми колони та навантаження

Рис. 9: а) конструктивна схема для визначення висоти колони;

б) розрахункова схема колони.

Висота колони:

м,

11,5 м — позначка рівня підлоги згідно із завданням;

0,5 м — величина заглиблення колони;

0,1 м — загальна товщина складових підлоги;

0,22 м — прийнята висота плити перекриття;

0,69 м — прийнята висота ригеля.

На одну колону діє навантаження від середини крайнього прольоту до половини середнього прольоту у вигляді рівно розподіленого на загальну довжину м.

Таким чином, розрахункове зусилля стиску складає:

кН.

5.2 Визначення перерізу колони з умов міцності

Приймаємо трубобетонну конструкцію колони, яка являє собою трубу-оболонку із сталі згідно із завданням (0. 9Г2С), заповнену бетоном В-25. Бетонне ядро в середині оболонки знаходиться у об'ємному напружено-деформованому стані і тому найкраще виявляє свою несучу спроможність.

Відповідно до пропонованої методики розрахунку, залежно від бетону В25 та класу сталі (С275) 0. 9Г2С визначаємо коефіцієнт (табл. 4.6 [11]).

За допомогою графіка (мал. 4.5 [11]) знаходимо коефіцієнти та.

За табл. 4.5 [11] для та знаходимо.

Розрахунковий опір бетону в трубобетонній колоні знаходиться за формулою 2.4 [11]:

тут — еквівалентний клас бетону за міцністю на стиск за табл. 2.2 [11] (залежно від та В-25);

— коефіцієнт за табл. 2.1 [11].

Розрахунковий опір сталі за даними табл. 2.3 [11]:

МПа.

Визначимо внутрішній діаметр труби із умов 4. 34 [11]:

Товщина труби-оболонки визначається із умов 4. 35 [11]:

см.

Виходячи з цього, зовнішній діаметр труби

см.

Рис. 10. Схема поперечного перетину трубобетонної стійки.

Відповідно до розрахунку, приймаємо згідно із сортаментом труб, які виготовляються, — гарячекатану трубу із сталі 0,9Г2С, dc = 114 мм, t = 4 мм

Площа поперечного перерізу: см2, см2, (тут;).

Розрахунок на міцність трубобетонного перерізу для сприймання зусилля кН визначив достатнім переріз з трубою-оболонкою —.

5.3 Перевірка прийнятого перерізу трубобетонної колони з урахуванням гнучкості

Знайдемо відношення висоти колони до її діаметра:

.

Відношення значно більше від граничного значення, тому несуча здатність колони повинна визначатися із умов втрати стійкості.

Задаємося граничною гнучкістю колони (табл. 19 [3]):

.

Потрібний радіус інерції складає

см,

тут (табл. 4.2 [11]).

Приведений діаметр

см.

Відповідно до розрахунку, приймаємо згідно із сортаментом труб, які виготовляються, — гарячокатану трубу із сталі 0. 9Г2С, мм, мм.

Конструкція бази колони та оголовка приймається конструктивно відповідно до малюнка та з урахуванням сортаменту листового прокату [13].

Рис. 11: а) база центрально стиснутої трубобетонної колони;

б) оголовок центрально стиснутої трубобетонної колони.

Мінімальний розмір від отворів під анкерні болти мм до краю плити — 40 мм (табл. 39 [3]).

Мінімальний катет шва (табл. 38 [3]).

Ширина плити, на яку спирається ригель, приймається конструктивно відповідно до ширини ригеля (у нашому випадку ширина — 380 мм).

СПИСОК ЛІТЕРАТУРИ

СНиП 2. 01. 07−85. Нагрузки и воздействия / Госстрой СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1987. — 36 с.

СНиП 2. 03. 01−81. Бетонные и железобетонные конструкции / Госстрой СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. — 86 с.

СНиП II-23−81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990. — 96 с.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2. 03. 01−84) / ЦНИИ промзданий Госстроя СССР, НИИЖБ Госстроя СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. — 192 с.

Изменение к СНиП 2. 03. 01−84* приказом Госкомградостроительства Украины от 31 октября 1995 года.

Примеры расчета железобетонных конструкций / А. П. Мандриков. — 2-е изд., перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1989. — 504 с.

Прогрессивные конструктивные решения зданий и сооружений АПК / В. А. Пахомов, Л. И. Стороженко, В. Н. Наглый. — К.: Урожай, 1992. — 260 с.

Расчет трубобетонных конструкций / Л. И. Стороженко, П. И. Плахотный, А. Я. Черный. — К.: Будівельник, 1991. — 120 с.

Трубобетонные конструкции / Л. И. Стороженко. — К.: Будівельник, 1978. — 81 с.

Конструирование и расчет многоэтажных зданий и их элементов / А. Н. Павликов, Н. Н. Губий, Ю. М. Руденко. — К.: УМК ВО, 1990. — 243 с.

Железобетонные конструкции с внешним армированием / Л. И. Стороженко.- К.: УМК ВО, 1989. — 98 с.

Изгибаемые трубобетонные конструкции / Л. И. Стороженко, В.И. Ефимен-ко, П. И. Плахотный. — К.: Будівельник, 1994. — 103 с.

Расчет стальных конструкций: Справ. пособие / Я. М. Лихтарников, Д. В. Ладыженский, В. М. Клыков. — 2-е изд., перераб. и доп. — К.: Будівельник, 1984. — 368 с.

Железобетонные конструкции. Общий курс: Учебник для вузов / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. — М.: Стройиздат, 1991. — 768 с.

Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций: Учебник для вузов / Н. Н. Попов, А. В. Забегаев. — 2-е изд., перераб. и доп. — М.: Высшая школа, 1989. — 400 с.

методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисцмпліни «Інженерні конструкції». Сторженко Л.І., Барбарський В.І., Шкіренко С.В., Довженко О. О.

ПоказатьСвернуть
Заполнить форму текущей работой