Роздрукувати сторінку
Главная \ Методичні вказівки \ Методичні вказівки \ 455 Методичні вказівки до виконання курсового проекту з курсу Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій, ТНТУ Пулюя

Методичні вказівки до курсового проекту з курсу Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій, ТНТУ Пулюя

« Назад

Міністерство освіти і науки, молоді та спорту України

Тернопільський національний технічний університет імені Івана Пулюя

Кафедра будівельної механіки

 

Методичні вказівки до виконання курсового проекту з курсу Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій

для студентів 5-го курсу денної форми навчання спеціальності "Промислове та цивільне будівництво"

Розділ 3. "Конструктивний розрахунок колони, фундаменту і безрозкісної ферми покриття одноповерхової промислової будівлі"

 

Тернопіль – 2013

 

Методичні вказівки до виконання курсового проекту №2 з дисципліни "Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій" для студентів 5-го курсу денної форми навчання спеціальності "Промислове та цивільне будівництво". Розділ 3. "Конструктивний розрахунок колони, фундаменту і безрозкісної ферми покриття одноповерхової промислової будівлі" / Конончук О.П., Дубіжанський Д.І. – Тернопіль: ТНТУ, 2013, – 28 с.

Упорядник: О.П. Конончук, асистент Рецензент:.

Розглянуто і затверджено на засіданні методичної комісії механіко-технологічного факультету ТНТУ ім. І. Пулюя протокол № від «» 2013 р.

Затверджено на засіданні кафедри будівельної механіки ТНТУ ім. І. Пулюя

протокол № від «» 2013 р.

ЗМІСТ

ВСТУП.. 3

1. РОЗРАХУНОК ТА КОНСТРУЮВАННЯ КОЛОНИ КРАЙНЬОГО РЯДУ.. 4

1.1. Загальні рекомендації 4

1.2. Матеріали для проектування. 4

1.3. Розрахунок надкранової частини колони. 5

1.4. Розрахунок підкранової частини колони. 10

1.5. Розрахунок консолі 14

2. РОЗРАХУНОК ФУНДАМЕНТУ ПІД КОЛОНУ.. 16

2.1. Загальні положення. 16

2.2. Приклад розрахунку фундамента. 16

2.2.1. Глибина замурування колони в стакані фундаменту. 16

2.2.2. Площа підошви фундаменту в першому наближенні 17

2.2.3. Тиск на грунт під підошвою фундаменту. 17

2.2.4. Розрахунок міцності фундаменту на продавлення. 17

2.2.5. Розрахунок армування фундаменту в напрямку а = 4,2 м. 19

2.2.6. Розрахунок армування фундаменту в напрямку b = 2,1 м. 19

2.2.7. Розрахунок поздовжньої арматури стакану. 20

2.2.8. Розрахунок поперечної арматури стакану. 21

3. РОЗРАХУНОК БЕЗРОЗКІСНОЇ ФЕРМИ ПОКРИТТЯ.. 22

3.1. Загальні положення. 22

3.2. Приклад розрахунку. 22

ДОДАТКИ.. 30

Рекомендовані джерела. 33

ВСТУП

Навчальним планом підготовки студентів спеціальності 8.06010101 "Промислове та цивільне будівництво" передбачено виконання курсового проекту №2 з дисципліни "Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій", в якому необхідно запроектувати залізобетонний каркас одноповерхової виробничої будівлі обладнаної мостовими кранами.

У цих методичних вказівках розкриваються окремі теоретичні положення з проектування таких елементів одноповерхової промислової будівлі, як колони, фундаменти стаканного типу, безроскісні ферми покриття, а також наведені приклади їх розрахунку.

У методичних вказівках: Розділ 1. "Вихідні дані. Компонування конструктивної схеми та збір навантажень на поперечну раму" [1] та Розділ 2. "Статичний розрахунок поперечної рами за допомогою програмного комплексу "Ліра" [2] наведений приклад компонування будівлі, зроблений підбір основних конструкцій, визначенні навантаження на поперечну раму та виконаний статичний розрахунок поперечної рами будівлі. На основі цих даних виконаний даний приклад.

1. РОЗРАХУНОК ТА КОНСТРУЮВАННЯ КОЛОНИ КРАЙНЬОГО РЯДУ

1.1. Загальні рекомендації

Розрахунок колон виконують окремо для надкранової і підкранової частин.

Вихідними даними для конструктивного розрахунку є результати статичного розрахунку рами, в процесі якого визначаються зусилля М, N для кожного перерізу колони.

Розрахунок ведуть в кожному перерізі на комбінації зусиль:

Мmax, Nвідп,

Mmin, Nвідп,

Nmax, Mвідп.

У практичних розрахунках досить часто з усіх можливих комбінацій зусиль можна відокремити лише одну, що є явно найбільш невигідною. Наприклад, поздовжнє зусилля в усіх комбінаціях майже однакове, а один із згинальних моментів значно перебільшує два інших.

При аналізі зусиль в двох перерізах надкранової або підкранової частин при симетричному армуванні в більшості випадків достатньо розрахувати тільки один переріз, для якого розрахункова комбінація зусиль найбільш невигідна.

Колони розраховують на позацентровий тиск. Величину розрахункового ексцентриситету прикладання поздовжнього зусилля відносно центру ваги перерізу визначають за формулою ео = М/N. У зв`язку з тим, що колони – це елементи статично невизначеної рами, випадкові ексцентриситети не враховують. Зростання ексцентриситету від поздовжнього згину враховується коефіцієнтом η > 1.

Розрахунок армування колони здійснюють за формулами першого або другого випадку позацентрового тиску залежно від величини ηео.

1.2. Матеріали для проектування

Надкранова та підкранова частина колони має прямокутний переріз.

Для проектування колони використовуємо такі матеріали:

Бетон класу В20 (Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа, Еb = 2,7*104 МПа).

Поздовжна арматура класу А 400С (Rs = Rsc = 365 МПа, Еs = 2*105 МПа).

Поперечна арматура класу А 240С (Rs = 225 МПа, Rsw = 175 МПа, Еs = 2,1*105 МПа).

1.3. Розрахунок надкранової частини колони

При розрахунку надкранової частини колони розрахунковим є 4-й елемент, 1-й переріз. Відповідно розрахункові зусилля:

Мmax = 85,39 кН·м;

Nвідп = - 330,0 кН.

Для квазіпостійних навантажень:

Мld,2 = - 24,01 кН·м;

Nld,2 = - 267,69 кН.

Переріз надкранової частини колони b*h = 40*38 см при а = а' = 4 см, робоча висота перерізу:

h0 = h – a = 38 – 4 = 34 см.

Розрахункова довжина надкранової частини колони:

l0 = 2 ⋅ Hb = 2·4 = 8 м – з урахуванням кранового навантаження.

Гнучкість надкранової частини колони:

λ = l0/i = 800/11 = 72,73 > 11;

М455, 1, Гнучкість надкранової частини колони

Для комбінації зусиль Мmax, Nвідп ексцентриситет е0:

ео1 = Мmax / Nвідп = 85,39/330,0 = 0,259 м = 25,9 см.

Визначаємо випадковий ексцентриситет з наступних умов:

(1/30)⋅h = (1/30)⋅38 = 1,33 см;

(1/600)⋅l0 = 800/600 = 1,33 см.

Приймаємо значення еа = 1,33 см.

Розрахунковий ексцентриситет:

ео = Мmax / Nвідп + еа = 25,9 + 1,33 = 27,23 см.

Умовна критична сила:

М455, 2, Умовна критична сила

β = 1 – для важкого бетону; γb2 = 0,9;

δe = е0/h = 27,23/38 = 0,72;

М455, 3

Оскільки δe > δe,min, то приймаємо δe = 0,72.

Мld' = Мld,2 + Nld,2 ⋅ (h / 2 – as) = - 24,01 – 267,69 ⋅ (0,38 / 2 – 0,04) =

= - 64,16 кН·м;

M' = Mmax + Nвідп⋅(h/2 – as) = 85,39 – 330,0 ⋅ (0,38/2 – 0,04) = 35,89 кН·м.

Приймаємо попередньо коефіцієнт армування µ = 0,005, тоді при:

М455, 4

Приведений момент інерції перерізу арматури відносно центра ваги бетонного перерізу визначаємо за формулою:

М455, 5, Інерція перерізу арматури відносно центра ваги

Ексцентриситет прикладання повздовжньої сили відносно центра ваги розтягнутої арматури:

е = ео⋅η + 0,5⋅h – а = 27,23 ⋅ 1,63 + 0,5 ⋅ 38 – 4 = 59,38 см.

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону:

М455, 6, Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону

де ω = 0,85 – 0,008⋅γb2⋅Rb = 0,85 – 0,008⋅0,9⋅11,5 = 0,77;

σsR = Rs = 365 МПа.

М455, 7

Переріз арматури Аs' призначаємо конструктивно, так як по розрахунку стиснута арматура непотрібна Аs' = 0,002 · 36 · 38 = 2,74 см2. Приймаємо 2*14 А 400С, Аs' = 3,08 см2.

Обчислюємо значення коефіцієнта αo:

М455, 8, Значення коефіцієнта

По табл. А.1 (Додаток А) за допомогою інтерполяції при αо = 0,32 ⇒ ζ = =0,4.

Площу розтягнутої арматури визначаємо за формулою:

М455, 9, Площа розтягнутої арматури

В розтягнутій зоні арматуру згідно розрахунку приймаємо 3∅22 А 400С, Аs = 11,4 см2.

Коефіцієнт армування:

µ = (Аs + Аs')/b·h = (11,4 + 3,08)/(40·38)=0,0095, що близьке за значенням до попередньо прийнятого µ=0,005, тому розрахунок можна не уточнювати.

Виконуємо перевірочний розрахунок надкранової частини колони на комбінацію зусиль:

Nmax = - 337,03 кН;

Мmax, відп = 25,34 кН·м.

Для квазіпостійних навантажень:

Мld,2 = 22,08 кН·м;

Nld,2 = - 285,72 кН.

Ексцентриситет прикладання повздовжньої сили відносно центра ваги розтягнутої арматури:

ео = Мmax, відп/ Nmax = 25,34 / 337,03 = 7,5 см.

Визначаємо випадковий ексцентриситет з наступних умов:

(1/30)⋅h = (1/30)⋅38 = 1,33 см;

(1/600)⋅l0 = 800 / 600 = 1,33 см.

Приймаємо значення еа = 1,33 см.

Розрахунковий ексцентриситет:

е0 = Мmax / Nвідп + еа = 7,5 + 1,33 = 8,83 см.

Умовна критична сила:

М455, 10, Умовна критична сила

β = 1 – для важкого бетону; γb2 = 0,9;

δe = е0 / h = 8,83 / 38 = 0,23;

М455, 11

Оскільки δe > δe,min, то приймаємо δe = 0,23.

Мld' = Мld,2 + N ld,2 ⋅ (h / 2 – as) = 22,08 – 285,72 ⋅ (0,38 / 2 – 0,04) =

= - 20,78 кН·м;

M' = Mmax + Nвідп ⋅ (h / 2 – a) = 25,34 – 337,03 ⋅ (0,38 / 2 – 0,04) =

= - 25,21 кН·м.

Приймаємо попередньо коефіцієнт армування µ = 0,005, тоді при:

М455, 12

Приведений момент інерції перерізу арматури відносно центра ваги бетонного перерізу визначаємо за формулою:

М455, 13

Коефіцієнт:

М455, 14, Коефіцієнт

Ексцентриситет прикладання повздовжньої сили відносно центра ваги розтягнутої арматури:

е = ео⋅η + 0,5 ⋅ h – а = 8,83 ⋅ 1,28 + 0,5 ⋅ 38 – 4 = 26,3 см.

Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону:

М455, 15, Граничне значення відносної висоти стиснутої зони бетону

де ω = 0,85 – 0,008 ⋅ γb2 ⋅ Rb = 0,85 – 0,008 ⋅ 0,9 ⋅ 11,5 = 0,77;

σsR = Rs = 365 МПа.

М455, 16

Переріз арматури Аs' призначаємо конструктивно, так як по розрахунку стиснута арматура непотрібна Аs' = 0,002 · 36 · 38 = 2,74 см2. Приймаємо 2*14 А 400С, Аs' = 3,08 см2.

Обчислюємо значення коефіцієнта αo:

М455, 17

По табл. А.1 (Додаток А) за допомогою інтерполяції при αо = 0,105 ⇒ ζ = 0,111.

Площу розтягнутої арматури визначаємо за формулою:

М455, 18, Площа розтягнутої арматури

Отже, арматура в розтягнутій зоні прийнята правильно. Згідно розрахунку вона становить 3∅22 А 400С, Аs = 11,4 см2.

Перевірка надкранової частини колони в площині перпендикулярній до площини згину:

Розрахункова довжина:

l0' = 1,5⋅Hв = 1,5 ⋅ 4 = 6 м.

Гнучкість надкранової частини колони:

М455, 19, Гнучкість надкранової частини колони

Отже, розрахунок з площини згину не потрібний.

1.4. Розрахунок підкранової частини колони

При розрахунку підкранової частини колони розрахунковим є 1-й елемент, 1-й переріз. Відповідно розрахункові зусилля:

Мmax = 288,54 кН·м;

Nвідп= - 946,84 кН.

Для квазіпостійних навантажень:

Мld,2= - 55,92 кН·м;

Nld,2= - 399,46 кН.

Переріз підкранової частини колони b*h = 40*80 см при а = а' = 4 см, робоча висота перерізу:

h0 = h – a = 80 – 4 = 76 см.

Розрахункова довжина підкранової частини колони:

l0 = 1,5⋅Hн = 1,5·6,8 = 10,2 м – з урахуванням кранового навантаження.

Гнучкість підкранової частини колони:

М455, 20, Гнучкість підкранової частини колони

Визначаємо випадковий ексцентриситет з наступних умов:

(1/30)⋅h = (1/30)⋅80 = 2,67 см;

(1/600)⋅l0 = 1020/600 = 1,7 см.

Приймаємо значення еа = 2,67 см.

Розрахунковий ексцентриситет:

ео = Мmax / Nвідп + еа = 288,54 / 946,84 · 102 + 2,67 = 33,14 см.

Момент інерції перерізу:

М455, 21, Момент інерції перерізу

Приведений момент інерції перерізу арматури відносно центра ваги бетонного перерізу визначаємо за формулою:

М455, 22

Оскільки δe > δe,min, то приймаємо δe =0,41.

Умовна критична сила:

М455, 23, Умовна критична сила

β = 1 – для важкого бетону; γb2 = 0,9.

Мld' = Мld,2 + Nld,2⋅(h / 2 – as) = - 55,92 – 399,46 ⋅ (0,80 / 2 – 0,04) =

= - 199,73 кН·м;

M' = Mmax + Nвідп ⋅ (h / 2 – a) = 288,54 – 946,84 ⋅ (0,80 / 2 – 0,04) =

= - 52,32 кН·м.

Приймаємо попередньо коефіцієнт армування µ = 0,005, тоді при:

М455, 24

Коефіцієнт:

М455, 25, Коефіцієнт

Відстань е = е0⋅η + 0,5⋅h – а = 33,14 ⋅ 1,26 + 0,5 ⋅ 80 – 4 = 77,8 см.

М455, 26

Так, як ϕn = 0,246 < ξR = 0,6;

М455, 27

Мінімальне необхідне армування Аs = Аs'= 0,002 ⋅ 40 ⋅ 76 = 6,08 см2.

Приймаємо 4∅14 А 400С As = 6,16 см2.

Перевірка на другу комбінацію зусиль:

Мвідп = 288,54 кН·м;

Nmax= - 946,84 кН.

Для квазіпостійних навантажень:

Мld,2= 24,33 кН·м;

Nld,2= - 465,43 кН.

Аналогічно: еа = 2,67 см.

Розрахунковий ексцентриситет: ео = Мвідп / Nmax + еа = 33,14 см.

Умовна критична сила:

М455, 28, Умовна критична сила

Мld' = Мld,2 + Nld,2 ⋅ (h / 2 – as) = 24,33 – 465,43 ⋅ (0,60 / 2 – 0,04) =

= - 143,2 кН·м;

M' = Mвідп + Nmax ⋅ (h / 2 – a) = 288,54 – 946,84 ⋅ (0,80 / 2 – 0,04) =

= - 52,32 кН·м.

Приймаємо попередньо коефіцієнт армування µ = 0,005, тоді при:

М455, 29

Коефіцієнт:

М455, 30, Коефіцієнт

Відстань е = е0⋅η + 0,5⋅h – а = 33,14 ⋅ 1,23 + 0,5 ⋅ 80 – 4 = 76,76 см.

М455, 31

Приймаємо 4∅14 А 400С As = 6,16 см2.

1.5. Розрахунок консолі

На підкранову консоль колони по осі А діє зосереджена сила від ваги підкранової балки і вертикального навантаження:

Qc = G2 + Fmax = 47,06 + 484,98 = 532,04 кН.

З метою можливості розміщення підораної балки збільшуємо розміри консолі (рис. 1).

Розміри консолі: h = 1,1 м; l1 = 0,05 м; b = 0,4 м; hо = 1,06 м.

Підкранова балка має ширину опирання lsup = 0,34 м.

Так як на консоль діють навантаження малої сумарної тривалості: γb2=1,1;

Rb = 11,5⋅1,1=12,65 МПа;

Rbt = 0,9⋅1,1 = 0,99 МПа.

М455, Рис. 1 - До розрахунку підкранової консолі

Рис. 1 - До розрахунку підкранової консолі

Несучу здатність консолі перевіряють із умови:

М455, 32, Несуча здатність консолі

В першому наближені розрахунок ведуть без врахування поперечного армування при Аins = Aw = 0.

Знаходимо tgθ = (1,36 – 0,04) / 0,05 = 26,4

Тоді sinθ = 0,999; сosθ = 0,038.

lb = 0,2⋅0,999 + 2 ⋅ 0,04 ⋅ 0,038 = 0,204 м = 20,4 см.

В кінцевому результаті:

Qc = 532,04 кН < 0,8⋅12,65·106·0,4⋅0,204⋅0,999 = 824,97 кН.

Міцність консолі по похилій стиснутій полосі між вантажем і опорою забезпечена.

Напруження зім’яття під підкрановою балкою:

М455, 33, Напруження зім’яття під підкрановою балкою

Зім’яття бетону консолі не відбудеться. Згинаючий момент на грані зім’яття:

М = Qс⋅e = 532,04·103 ⋅ 0,35 = 186,2 кН·м.

Враховуючи велику кількість арматури в стиснутій зоні, площу перерізу розтягнутої арматури знаходимо за формулою:

М455, 34, Площа перерізу розтягнутої арматури

Приймаємо 3∅16 А 400С, Аs = 6,03 см2.

В стиснутій зоні такеж армування. Поперечну арматуру приймаємо конструктивно.

2. РОЗРАХУНОК ФУНДАМЕНТУ ПІД КОЛОНУ

2.1. Загальні положення

Фундаменти під збірні колони промислових будівель виконують стаканного типу, частіше монолітними з високим стаканом.

Глибина замурування двогілкових колон у стакан фундаменту приймається hl ≥ 0,5 + 0,33h, а суцільних колон hl ≥ h при розрахунковому ексцентриситеті ео≤ 2h і hl ≥ 1,4h при ео > 2h.

Крім того, якщо в колоні є розтягнута арматура діаметром d, то глибина замурування для суцільної колони повинна бути не менше 25d, а для двогілкової колони – 30d.

Підошву фундаменту виконують прямокутною, розвинутою в площині дії ексцентриситету із співвідношенням розмірів близьким до співвідношення розмірів поперечного перерізу колони.

Габарити фундаменту добирають з розмірами, кратними 300 мм.

Верхній обріз фундаменту приймають на позначці – 0,150.

2.2. Приклад розрахунку фундамента

Вихідні дані:

- глибина закладання фундаменту d1 = 1,95 м;

- розрахунковий тиск на грунт R0 = 0,26 кПа;

- бетон класу В20, арматура класу А 300С.

Для спрощення розрахунку приймаємо розрахункові зусилля, для

прикладу: М = 600 кН·м, N = 1700 кН, Q = 80 кН.

2.2.1. Глибина замурування колони в стакані фундаменту

hl ≥ 0,5+0,33·1,1 = 0,863 м.

З урахуванням необхідних зазорів приймаємо глибину стакану hl = 1,0 м.

Висота фундаменту

H = d1 – 0,15 м = 1,95 – 0,15 = 1,8 м (кратно 300 мм).

2.2.2. Площа підошви фундаменту в першому наближенні

A*b = 1,1 Nn / (R0 – γсер. H) = 1,1 · 1700 / 1,15(260 – 20 · 1,8) = 7,26 м2.

Приймаємо співвідношення a/b = hкол. / bкол. = 110/50 = 2,2, звідки

b = 1,82 м, а = 4,09 м.

Приймаємо розміри підошви, кратні 300 мм:

а = 4,2 м, b = 2,1 м.

Фактична площа підошви Аф = 4,2*2,1 = 8,82 м2.

2.2.3. Тиск на грунт під підошвою фундаменту

Рmax,min = γсер. d1 + Nn/Aф ± Mfn/W,

де Mfn = (M + Q·H)/1,15 = (600 + 80 · 1,8)/1,15 = 647 кН·м;

W = ba2/6 = 2,1·4,22 / 6 = 6,174 м3;

pmax = 20·1,95 + 1700/1,15·8,82 + 647/6,174 = 311 кПа ~ 1,2R0 = 312 кПа;

pmin = 20·1,95 + 1700/1,15·8,82 – 647/6,174 = 103 кПа;

pсер. = (311 + 103) / 2 = 207 кПа < R0 = 260 кПа.

Умови обмеження тиску задовольняються, тому прийняті розміри фундаменту залишаються як остаточні.

2.2.4. Розрахунок міцності фундаменту на продавлення

Перед розрахунком приймають розміри уступів фундаменту і підколонника за такими рекомендаціями:

- кількість уступів не повинна бути більше трьох;

- висота уступів – 300 мм або 450 мм;

- розмір плитної частини і підколонника приймають кратними 300 мм.

Згідно з цими рекомендаціями приймаємо фундамент з двома уступами (рис. 2).

Визначаємо міцність нижнього уступу по грані площі продавлення abcd. Середня ширина грані продавлення

um = (ab + cd)/2 = (150+210)/2 = 180 см.

Продавлююча сила є рівнодіючою тисків під підошвою на площі cdfe.

Прийнявши умовно тиск рівномірним pmax , знаходимо величину

продавлюючої сили:

F = Acdfe pmax = 2,1·0,3·311 = 196 кН.

Перевіряємо умову F ≤ Rbtumh:

М455, Рис. 2 - План та поперечні розрізи фундаменту

Рис. 2 - План та поперечні розрізи фундаменту

Rbtumh = 0,09·180·30 = 486 кН > F = 196 кН.

Міцність нижнього уступу на продавлення забезпечена. Визначаємо міцність двох уступів на продавлення по грані площі ghiklmnp.

Вертикальна проекція цієї площі продавлення

umh = (210+150)·30/2 + 150·15 + (150+120)·15/2 = 5962,5 см2.

Rbtumh = 0,09·5962,5 = 536,6 кН.

Продавлююча сила

F = Agefl pmax = 2,1·0,6·311 = 392 кН < 536,6 кН.

Міцність на продавлення двох уступів забезпечена.

2.2.5. Розрахунок армування фундаменту в напрямку а = 4,2 м

Тиск на грунт в розрахункових перерізах 1-1, 2-2, 3-3 відповідно

p1 = (pmax – pmin)·3,6/4,2 + pmin = (311 – 103) – 3,6/4,2 + 103 = 281 кПа;

p2 = (pmax – pmin)·3/4,2 + pmin = 252 кПа;

p3 = (pmax – pmin)·2,65/4,2 + pmin = 234 кПа.

Згинальні моменти в розрахункових перерізах

М1 = bL12(2pmax+p1)/6 = 2,1·0,62·(2·311+281)/6 = 114 кН·м;

М2 = bL22(2pmax+p2)/6 = 2,1·1,22(2·311+252)/6 = 441 кН·м;

М3 = bL32(2pmax+p3)/6 = 2,1·1,552(2·311+234)/6 = 720 кН·м.

Армування в розрахункових перерізах

As1= M1 / 0,9Rsh02 = 11400/0,9·28·25 = 18,1 см2;

As2= M2 / 0,9Rsh01 = 44100/0,9·28·55 = 31,8 см2;

As3= M3 / 0,9Rsh0 = 72000/0,9·28·175 = 16,3 см2.

Арматуру приймаємо по найбільшій площі перерізу: ∅14 А 300С з кроком 100 мм (21 ∅ 14 А 300С з Аs = 32,33 см2).

2.2.6. Розрахунок армування фундаменту в напрямку b = 2,1 м

Середній тиск на грунт pс = 207 кПа.

Згинальні моменти в розрахункових перерізах

М4 = 0,125pca(b – bкол)2 = 0,125·207·4,2(2,1 – 0,5)2 = 278 кН·м;

М5 = 0,125·207·4,2(2,1 – 1,2)2 = 88 кН·м;

М6 = 0,125·207·4,2(2,1 – 1,5)2 = 39,1 кН·м.

Армування в розрахункових перерізах

Аs4 = 27800 / 0,9·28·174 = 6,3 см2;

Аs5 = 8800 / 0,9·28·54 = 6,4 см2;

Аs6 = 3910 / 0/9·28·24 = 6,5 см2.

Приймаємо ∅10 А 300С з кроком 200 мм (21 ∅10 А 300С з Аs = 16,49 см2).

Арматура прийнята за конструктивними рекомендаціями:

- мінімальний діаметр – 10 мм,

- найбільший крок – 200 мм.

2.2.7. Розрахунок поздовжньої арматури стакану

Необхідна кількість поздовжньої арматури визначається в перерізі 7-7, що ослаблений стаканом (рис. 2). Цей переріз приводиться до двотаврового (рис. 3).

М455, Рис. 3 - Приведений переріз фундаменту

Рис. 3 - Приведений переріз фундаменту

Зусилля в розрахунковому перерізі

М7-7 = М + Qhl = 600 + 80·1 = 680 кН·м;

N7-7 = N + γfVстак.ρ = 1700 + 1,1·1,8·1,2·1·25 = 1760 кН.

ео = М7-7 / N7-7 = 680 / 1760 = 0,386 м = 38,6 см.

Ексцентриситет відносно розтягнутої арматури

e = ео + 0,5 h – a = 38,6 + 90 – 5 = 123,6 см.

У зв`язку з тим, що

RbbfIhfI = 1,15·120·30 = 4140 кН > N = 1760 кН,

нейтральний шар знаходиться в полиці, і розрахунок ведуть як для прямокутного перерізу розмірами 180*120 см.

Висота стиснутої зони

х = N / Rbb = 1760 / 1,15·120 = 12,75 см.

При симетричному армуванні

As = AsI = N[e – (h0 – 0,5x)] / Rs(h0 – aI) = 1760[123,6 – 175 + 123,6/2] / 28(175 – 5) = 3,85 см2.

Мінімальна кількість арматури

As = AsI = 0,0005bfh = 0,0005·120·180 = 10,8 см2.

Приймаємо по 5∅18 А 300С з кожного боку стакану (As = AsI=

12,72 см2).

2.2.8. Розрахунок поперечної арматури стакану

Верхню сітку підколонника приймаємо нижче верхнього обрізу фундаменту на 50 мм, решта сіток – з кроком 200 мм.

Переріз арматури в кожному рівні сіток

Asw = (M+Qhl) / Rsw ∑ zsw,

де ∑zsw – сума віддалень від нижнього торця колони до кожної з арматурних сіток:

Asw = 6800 / 22,5(10 + 30 + 50 + 70 + 90) = 12,1 см2.

Приймаємо в кожній сітці по 6ш16 А 300С з Asw = 12,06 см2.

Розрахункова арматура фундаменту показана на рис.4.

М455, Рис. 4 - Схема армування фундаменту

Рис. 4 - Схема армування фундаменту

3. РОЗРАХУНОК БЕЗРОЗКІСНОЇ ФЕРМИ ПОКРИТТЯ

3.1. Загальні положення

Безрозкісні залізобетонні ферми покриттів – багатократно статично невизначені конструкції, тому розрахунок їх досить складний і, як правило, виконується за допомогою ЕОМ. В рамках даного курсового проекту рекомендується статичний розрахунок ферм виконувати в програмному комплексі "Ліра".

Однак, як варіант, при симетричному вузловому навантаженні використовують інженерну методику статичного розрахунку – метод моментних нульових точок. Умовно ці точки розміщують в середині стерженів, що формують панель ферми. Методика такого розрахунку наводиться нижче.

Після винаходження зусиль в елементах ферми виконують конструктивний розрахунок стерженів верхнього та нижнього поясів і стояків. Стояки і верхній пояс розраховують на позацентровий тиск, а нижній пояс – на позацентровий розтяг. Нижній пояс виконують попередньо напруженим.

3.2. Приклад розрахунку

Розглядаємо безрозкісну ферму прольотом 18 м. Геометрія і розрахункова схема з нульовими точками показані на рис. 5.

Вихідні дані.

Власна вага ферми 80 кН.

Вага плит покриття з утеплювачем і покрівлею 3,5 кН/м2.

Снігове навантаження 1 кН/м2.

Матеріали: бетон класу В25 (Rb=14.5 МПа, Rb ser=18,5 МПа, Rbt = 1,05 МПа, Rbt ser = 1,44 МПа, Eb = 30000 МПа);

арматура нижнього поясу А 600С (Rs=600 МПа, Rs ser= 800 МПа, Es = 190000 МПа);

арматура верхнього поясу і стояків А 400С (Rs= Rsc = 375 МПа).

М455, Рис. 5 - Геометрична та розрахункова схема безрозкісної ферми

Рис. 5 - Геометрична та розрахункова схема безрозкісної ферми

Вузлові навантаження

Нехтуючи різницею у величині горизонтальної проекції крайніх і середніх панелей, вузлові навантаження приймаємо однаковими у вузлах 2,3...6:

N2=N3=…N6= γf1Gnферми/6 +(γf2gnпокр.f3vn)·3·12 = = 1,1·80/6 + (1,15·3,5 + 1,4·1)·3·12 = 204 кН.

Навантаження у вузлах 1 і 7 передається на колони безпосередньо.

Опорні реакції

RA = RB = ∑Ni/2 = 204·5 / 2 = 510 кН.

Умовно ферму розчленовуємо на дві частини (верхню і нижню) в місцях умовних шарнірів у стояках (рис. 6), а взаємний силовий вплив замінюємо зусиллями Ni і Qi.

М455, Рис. 6 - Поділ ферми

Рис. 6 - Поділ ферми

Визначаємо зусилля Ni і Qi в кожній нульовій точці, починаючи з лівої опори:

М455, 35, Зусилля Ni і Qi в кожній нульовій точці

При сумісному вирішенні двох рівнянь отримуємо

Q1 = 742 кН; N1 = 404 кН.

∑ME = O: 4,3(RA – N1) – 0,2Q1 – 1,5N2 – 0,7625Q2 = 0, або 1,5N2 + +0,7625Q2 = 307,4;

∑MF = 0: N1·4,3 – (2,0075 – 0,2)·Q1 – 204·1,5+N2·1,5 – Q2(2,0075 –0,7625) = 0,

або -1,5N2 + 1,245Q2 = 90,035.

При сумісному вирішенні двох рівнянь отримуємо

Q2 = 198 кН; N2 = 104 кН.

∑MK = 0: (RA – N1)·7,3 – Q1·0,2 – N2·4,5 – Q2·0,7625 – N3·1,5 – Q3·1,245 = 0, або 1,5N3 + 1,245Q3 = 6,4;

∑ML = 0:

N1·7,3-Q1(2,64-0,2) – 204·4,5+N2·4,5 – Q2·1,8775 – 204·1,5 + N3·1,5 –

-Q3·1,395 = 0, або

- 1,5N3 + 1,395Q3 = 10,975.

Сумісне вирішення двох рівнянь дає

Q3 = 6,58 кН; N3 = - 1,2 кН.

У центральному стояку Q4 = 0, тому достатньо використати одне рівняння:

∑ММ = 0:

(RA-N1)·10,3 – Q1·0,2 – N2·7,5 – Q2·0,7625 – N3·4,5– Q3·1,245 – N4·1,5=0, звідки N4 = 6.42 кН.

Визначаємо згинальні моменти і перерізаючі сили:

а) у стояках

М1-1` = 0,2Q1 = 0,2·742 = 148,4 кН·м;

М2-2` = 0,7625Q2 = 0,625·198 = 151 кН·м;

М3-3` = 1,245Q3 = 1,245·6,58 = 8,2 кН·м;

б) у поясах

М1-2 = М1`-2` = M2`-1` = M2-1 = M1-1` = 148,4 кН·м;

M2-3 = M3-2 = M2`-3` = M3`-2` = M2-2`–M2-1 = 151–148,4 = 2,6 кН·м;

M3-4 = M4-3 = M3`-4` = M4`-3` = M3-3` - M3-2 = 8,2 – 2,6 = 5,6 кН·м;

в) Q1 пр. = Q2 лів.= M1-2/1,5 = 148,4/1,5 = 98,9 кН;

Q2 пр. = Q3 лів. = M1-3/1,5 = 2,6/1,5 = 1,7 кН;

Q3 пр. = Q4 лів. = М1-4/1,5 = 5,6/1,5 = 3,7 кН·м;

Q1`пр. = Q2` лів. = М1`-2` / 1,4 = 148,4/1,4 = 106 кН;

Q2` пр. = Q3` лів. = М2`-3` /1,5 = 2,6/1,5 = 1,7 кН;

Q3` пр. = Q4` лів. = М3`-4` / 1,5 = 5,6/1,5 = 3,7 кН.

Розтягуючі зусилля в нижньому поясі

N1`-2` = Q1 = 742 кН;

N2`-3` = Q1 + Q2 = 742 + 198 = 940 кН;

N3`-4` = Q1 + Q2 + Q3 = 940 + 6,58 = 947 кН.

Стискаючі зусилля у верхньому поясі

N1-2 = N1Sinα1 + Q1Cosα1 = 404·0,373 + 742·0,928 = 839 кН;

N2-3 = N1-2Cos(α12) + N2Sinα2 + Q2Cosα2 – Nsinα2 = =839·0,997+104·0,306+198·0,962 – 204·0,099 = 995 кН;

N3-4 = N2-3Cos(α23) + N3Sinα3 +Q3Cosα3 – Nsinα3 = 994,6·0,978 –

- 1,2·0,099+ 6,58·0,996 – 204·0,099 = 959 кН.

Епюри згинальних моментів, перерізуючих і поздовжніх сил зображені на рис. 7.

Конструктивний розрахунок елементів. Визначення армування нижнього поясу

Розрахунок армування нижнього поясу виконуємо для двох панелей (1I-2I і 3I-4I), де зусилля M і N найбільш характерні.

Панель 1I-2I

M = 148,4 кНм, N = 742 кН.

ео = 148,4/742 = 0,2 м = 20 см.

еI = 0,5h + e0 – apI = 11+20 – 6 = 25 см > ho – ap = 16 – 6 = 10 см.

Маємо випадок великого ексцентриситету.

e = ео – 0,5ho + ap = 20 – 11 + 6 = 15 см.

У першому наближенні кількість напруженої арматури

М455, 36, Кількість напруженої арматури

При симетричному армуванні

М455, 37, Симетричне армування

Приймаємо 4∅32 А 600С з Asp = 32,17 см2.

Перевіряємо висоту стиснутої зони

х = [ Asp(1,15Rsp – σsc) – N ] / Rbb,

де σsc = 40 кН/см2.

х = [32,17(1,15·60 – 40) – 742] / 1,45·24 = 5,5 см < εyho=0,56·16=8,96 см.

М455, Рис. 7 - Епюри згинальних моментів, перерізуючих і поздовжніх сил в фермі

Рис. 7 - Епюри згинальних моментів, перерізуючих і поздовжніх сил в фермі

Панель 3I – 4I

M = 5,6 кНм; N = 946,6 кН; ео = 5,6 / 946,6 = 0,0059 м = 0,6 см.

eI = 0,5h + eo – apI = 11 + 0,6 – 6 = 5,6 см < ho – apI = 10 см.

Маємо випадок малого ексцентриситету.

М455, 38, Випадок малого ексцентриситету

Остаточно залишаємо симетричне армування 8∅32 А 600С (64,34 см2).

Схема армування ферми зображена на рис. 9.

М455, Рис. 9 - Розрахункова схема

Рис. 9 - Розрахункова схема

М455, Рис. 10 - Схема армування ферми

Рис. 10 - Схема армування ферми

Примітки.

1. Конструктивне армування розглянутих елементів в цих методичних вказівках не наводиться. Приклади повного армування конструкцій подані у спеціальній довідковій літературі.

2. У цих вказівках розрахунок по другій групі граничних станів не наводиться.

ДОДАТКИ

ДОДАТОК А

Таблиця А.1 Табличні коефіцієнти для розрахунку згинальних елементів

ξ = x / h0

η = zb / h0

α

ξ = x / h0

η = zb / h0

α

0,01

0,995

0,01

0,36

0,82

0,295

0,02

0,99

0,02

0,37

0,815

0,301

0,03

0,985

0,03

0,38

0,81

0,309

0,04

0,98

0,039

0,39

0,805

0,314

0,05

0,975

0,048

0,4

0,8

0,32

0,06

0,97

0,058

0,41

0,795

0,326

0,07

0,965

0,067

0,42

0,79

0,332

0,08

0,96

0,077

0,43

0,785

0,337

0,09

0,955

0,085

0,44

0,78

0,343

0,1

0,95

0,095

0,45

0,775

0,349

0,11

0,945

0,104

0,46

0,77

0,354

0,12

0,94

0,113

0,47

0,765

0,359

0,13

0,935

0,121

0,48

0,76

0,365

0,14

0,93

0,13

0,49

0,755

0,37

0,15

0,925

0,139

0,5

0,75

0,375

0,16

0,92

0,147

0,51

0,745

0,38

0,17

0,915

0,155

0,52

0,74

0,385

0,18

0,91

0,164

0,53

0,735

0,39

0,19

0,905

0,172

0,54

0,73

0.394

0,2

0,9

0,18

0,55

0,725

0,399

0,21

0,895

0,188

0,56

0,72

0,403

0,22

0,89

0,196

0,57

0,715

0,408

0,23

0,885

0,203

0,58

0,71

0,412

0,24

0,88

0,211

0,59

0,705

0,416

0,25

0,875

0,219

0,6

0,7

0,42

0,26

0,87

0,226

0,61

0,695

0,424

0,27

0,865

0,236

0,62

0,69

0,428

0,28

0,86

0,241

0,63

0,685

0,432

0,29

0,855

0,248

0,64

0,68

0,435

0,3

0,85

0,255

0,65

0,675

0,439

0,31

0,845

0,262

0,66

0,67

0,442

0,32

0,84

0,269

0,67

0,665

0,446

0,33

0,835

0,275

0,68

0,66

0,449

0,34

0,83

0,282

0,69

0,655

0,452

0,35

0,825

0,289

0,7

0,65

0,455

Таблиця А.2 Розрахункова довжина lo колон одноповерхових будівель з мостовим кранами

 

Характеристика будівель і колон

При розрахунку

у площині рами

з площини рами

при наявності

в`язів

при відсутності

в`язів

При врахуванні навантаження від кранів

підкран. частина колон при підкр. балках

розрізних

1,5 H1

0,8 H1

1,2 H1

нерозріз.

1,2 H1

0,8 H1

0,8 H1

надкр. частина колон при підкр. балках

розрізних

2 H2

1,5 H2

2 H2

нерозріз.

2 H2

1,5 H2

1,5 H2

Без урахування навантаження від кранів

підкран. частина колон будівель

одно-пролітних

1,5 H

0,8 H1

1,2 H2

багато-пролітних

1,2 H

0,8 H1

1,2 H1

 

надкр. частина колон при підкр. балках

розрізних

2,5 H2

1,5 H2

2 H2

нерозріз.

2 H2

1,5 H2

1,5 H2

Рекомендовані джерела

1. Методичні вказівки до виконання КП №2 з дисципліни "Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій". Розділ 1. "Вихідні дані. Компонування конструктивної схеми та збір навантажень на поперечну раму" / Конончук О. П. – Тернопіль: ТНТУ, 2013, – 36 с.

2. Методичні вказівки до виконання КП №2 з дисципліни "Проектування залізобетонних та мурованих конструкцій". Розділ 2. "Статичний розрахунок поперечної рами за допомогою програмного комплексу "Ліра" / Конончук О. П. – Тернопіль: ТНТУ, 2013, – 24 с.

3. Современные технологии расчета и проектирования металлических и деревянных конструкций: Курсовое и дипломное проектирование. Исследовательские задачи / Под ред. А. А. Нилова. – М.: Издательство Ассоциации строительных вузов, 2008. – 326 с.

4. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с.

5. ДБН В.1.2-2:2006. Навантаження і впливи: Норми проектування. – Київ: Мінбуд України, 2006. – 75 с.

6. Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование / Под ред. А. Я. Барашикова. – К.: «Вища школа», 1987. – 416 с.

7. Залізобетонні конструкції: Підручник / За ред. П. Ф. Вахненка. – К.: Вища школа, 1999. – 508 с.

8. Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие / Под ред. А. Б. Голышева. – К: Будівельник, 1985. – 496 с.

9. Бондаренко В. М., Судницын А. И., Назаренко В. Г. Расчет железобетонных и каменных конструкций. В. М. Бондаренко, А. И. Судницын, В. Г. Назаренко. – М.: Высш.шк., 1988.

10. ДСТУ 3760-98. Прокат арматурний для залізобетонних конструкцій. Загальні технічні умови. – К., 1998.

З повагою ІЦ "KURSOVIKS"!