залiзобетонних

Інтенсивний розвиток в оста 555i87f нні десятиріччя усіх різновидів місцевості промисловості забезпечено технічний прогрес і в області будівельних конструкцій. Зроблена заводська база для будування конструкцій, поліпшуються прочності характеристики матеріалів, з

Спеціалісти по монтажу залізобетонних та металевих конструкцій повинні добре знати основні конструктивні рішення споруд, фізико-механічні властивості матеріалів для залізобетону, повинні чітко уявляти розрахункову схему та характер порушеного ста 555i87f ну елементів конструкцій як в процесі монтажу, так і в ста 555i87f ні експлуатації, а також вміти розраховувати неважкі конструктивні елементи.

Метою даного курсового проекту є закріплення теоретичних знань з розділу 'Залізобетонні конструкції' та вироблення навичок з проектування залізобетонних елементів і виготовлення з застосуванням існуючих ста 555i87f ндартів.

,

l

l

l_p

Площу перерізу робочої арматури в плиті визначаємо із прямокутного перерізу з одиночною арматурою полоси шириною 100см та висотою 5см. Армування плити виконуємо ста 555i87f ндартними сітками

Робочу висоту прямокутного перерізу плити в прольоті та опорах h₀ визначаємо з умови створення для арматури необхідного захисного шару бетону. Відста 555i87f нь від розтягнутої грані перерізу до центра ваги арматури в плитах збірних панелей , тоді _з d

x n h x

виходячи з А_s , з однаковою площею перерізу робочих стержнів в обох напрямках Æ

М_пред.> >863.6

У формулах q – розрахункові навантаження на 1м² плити.

l₂ –розрахунковий проліт панелі (поперечних ребер);

-

Розрахунок на дію поперечної сили виконуємо тільки для поздовжніх ребер, оскільки в них поперечна арматура повинна ста 555i87f витися тільки за розрахунком; поперечні ребра армують з конструктивних міркувань, а в плитах поперечні зусилля сприймаються стиснутим бетоном.

Навантаження на поперечне ребро панелі при ширині панелі “в”: номінальної – 1,5м, конструктивної – 148,5см; при ширині ребер: ; та розрахунковому прольоті

Необхідну площу робочої арматури поперечного ребра обчислюємо для таврового перерізу при ширині полиці в_f

Висота ребра h_р=20см, робоча висота h₀=h_p- a_з – d

Оскільки , отже розрахунок елемента виконуємо за формулами для прямокутного перерізу шириною :

x

За сортаментом арматурної ста 555i87f лі Æ

Робоча висота перерізу (мінімальний захисний шар бетону – 10мм).

Розрахунок виконуємо для прямокутного перерізу шириною :

<0.06

x

Æ АІ з

М_пред>M 78161Н м>77499.39Н м

2.1.4. Розрахунок поперечної арматури

Розрахунок поперечної арматури поздовжніх ребер панелі починаємо з перевірки доста 555i87f тності прийнятого перерізу за умови:

Q£ j_W1 j R_в h₀=0,3 38,1= 55794 >166237,1 H;

j =1-0,01R , R_в-в МПа;

j

j_W1

Прийняті розміри перерізу доста 555i87f тні.

Необхідність поста 555i87f новки поперечної арматури за розрахунком перевіряємо в найбільш небезпечному бетонному перерізу за умови

Q£j j R_вt h₀,

j

j_n

При N=0 j_n

>

Умова не виконується, тому необхідно ста 555i87f вити поперечну арматуру (поперечні стержні каркасу у поздовжніх ребрах) за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки d_n³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.

Призначаємо: d_n=6мм>

Із прийнятої схеми армування ребра / див. Рис.4 / випливає, що кількість поперечних стержнів n_W в розрахунковому перерізі дорівнює 4 (з одним у кожному ребрі).

А_W=4

,

j

j_f

;

q_SW³ j j_n j_f)R_вt >

Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення q_sW =432 Н/см

Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати S_max:

,

j

За конструктивним розумінням відста 555i87f нь між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях ¼ прольоту l₀); при висоті перерізу h £ 450 мм – не більше 150 мм; на оста 555i87f нній частині прольоту – не більше ¾ h та не більше 500 мм.

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S=150мм на приопорних ділянках та в середині прольоту – S=3/4 h=30 см.

При конструюванні каркасів поздовжніх ребер робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ста 555i87f витись за епюрою матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

,

q – постійне навантаження;

b

На першій опорі ;

На другій опорі (зліва) ;

На другій опорі (справа) та для проміжних опор (зліва та справа) ;

Площу перерізу поздовжньої робочої арматури розраховуємо для крайнього та суміжного з ним прольотів на дію максимальних моментів. Арматуру ста 555i87f вимо за розрахунком з дотриманням конструктивних вимог норм

В ребристих панелях перекриття розміри ригеля такі: в=30см, h=90см та в_f =47,5см, h_f^в =40см, h_f

Навантаження, діюче на 1 м ригеля, обчислюємо у формі табл.2.2.1.

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Н/м

Для першого перерізу, приймаємо h

за А₀ x

Æ

_S = 49,26см² > А _s

Розміщуємо ці стержні по перерізу в два ряди по висоті у чотирьох каркасах. Захисний шар ста 555i87f новить 2,8см. Відста 555i87f нь у просвіті між рядами арматури прийнята d=28мм.

= < 5%

Для зменшення витрат арматури збірні ригелі над опорами об

< h_f

x

Æ Æ

; А_s =26,49см².

< h_f

c

= < 5%

Розрахунок поперечної арматури поздовжніх ребер панелі починаємо з перевірки доста 555i87f тності прийнятого перерізу за умови:

Q£ j_W1 j R_в h₀=0,3 82,87=734218>495512,3 H;

j =1-0,01R , R_в-в МПа;

j

j_W1

Прийняті розміри перерізу доста 555i87f тні.

Необхідність поста 555i87f новки поперечної арматури за розрахунком перевіряємо в найбільш небезпечному бетонному перерізу за умови

Q£j j R_вt h₀,

j

j_n

При N=0 j_n

>

Умова не виконується, тому необхідно ста 555i87f вити поперечну арматуру (поперечні стержні каркасу у поздовжніх ребрах) за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки d_n³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.

Призначаємо: d_n=6мм>

Із прийнятої схеми армування ребра / див. Рис.4 / випливає, що кількість поперечних стержнів n_W в розрахунковому перерізі дорівнює 4 (з одним у кожному ребрі).

А_W=4

,

j

j_f

;

q_SW³ j j_n j_f)R_вt 30 = 765 Н/см < 2266 Н/см.

Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення q_sW =2266 Н/см

Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати S_max:

,

j

За конструктивним розумінням відста 555i87f нь між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях ¼ прольоту l₀); l S50см, і не більше ¾h

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S=150мм на приопорних ділянках та в середині прольоту – S=3/4 h=30 см.

При конструюванні каркасів поздовжніх ребер робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ста 555i87f витись за епюрою матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

Розрахунок поперечної арматури поздовжніх ребер панелі починаємо з перевірки доста 555i87f тності прийнятого перерізу за умови:

Q£ j_W1 j R_в h₀=0,3 > H;

j =1-0,01R , R_в-в МПа;

j

j_W1

Прийняті розміри перерізу доста 555i87f тні.

Необхідність поста 555i87f новки поперечної арматури за розрахунком перевіряємо в найбільш небезпечному бетонному перерізу за умови

Q£j j R_вt h₀,

j

j_n

При N=0 j_n

>

Умова не виконується, тому необхідно ста 555i87f вити поперечну арматуру (поперечні стержні каркасу у поздовжніх ребрах) за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки d_n³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.

Призначаємо: d_n=6мм>

Із прийнятої схеми армування ребра випливає, що кількість поперечних стержнів n_W в розрахунковому перерізі дорівнює

А_W=4

,

j

j_f

;

q_SW³ j j_n j_f)R_вt 30 = 765 Н/см <

Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення q_sW =

Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати S_max:

,

j

За конструктивним розумінням відста 555i87f нь між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях ¼ прольоту l₀); l S50см, і не більше ¾h

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S= cм на приопорних ділянках та в середині прольоту – S=3/4 h=30 см.

При конструюванні каркасів поздовжніх ребер робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ста 555i87f витись за епюрою матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

l

Тоді де h – менша сторона перерізу колони (або ).

b=

d>16

6Æ Æ14AIIІ

Для розрахунку консолі колони визначаємо максимальну розрахункову реакцію, використа 555i87f вши при цьому епюри перерізуючих сил:

– ширина опорної частини ригеля

Оста 555i87f точний розмір (кратний 5см)

Відста 555i87f нь від грані колони до сили Q

h h_p

h >

h h

l = 25см < 0,9h

Q R_btb h

ільки Q=509023,2<688500H

n

Короткі консолі висотою перерізу h>2,5а (тобто 75см) рекомендується армувати горизонтальними хомутами та відігнутими стержнями. Крок хомутів приймають не більше 15см і не більше

( - довжина відгину). Сумарне значення відігнутої арматури повинне бути не менше:

Æ II

Умова виконується. Довжина відгинів

а=3см – відста 555i87f нь до центра ваги арматури від грані перерізу:

a

Æ 8 АІІІ, крок хомутів S=15 см.

Розрахунок ступінчастого залізобетонного фундаменту під колони складається із визначення розмірів підошви – та , загальної висоти фундаменту – Н , висоти сходин – та площі перерізу арматури, яка розміщається по підошві фундаменту (рис.2.4.1).

Площу підошви фундаменту розраховуємо з урахуванням глибини закладання підошви d та ваги грунту на його уступах за залежністю:

– умовний розрахунковий опір грунту;

– середня питома вага матеріалу фундаменту та грунту на його уступах (дозволяється приймати рівною 20кН/м);

– розрахункове зусилля від колони.

– реактивне напруження в грунті від розрахункового навантаження;

– середнє арифметичне параметрів верхньої та нижньої підвалин піраміди продавлювання,

Розмір перерізу колони

Глибина закладання фундаменту d=1,5м.

R

Ширина та довжина підошви квадратного фундаменту Округляємо розміри сторін до значень, кратних 10см:

d

Розрахункове напруження в грунтовій підвалині по підошві фундаменту від навантаження ваги фундаменту

22Æ 11·2,26=24,86см²>

Визначаємо розрахунковий максимальний згинальний момент та перерiзуючу силу.

М==1191.4 кН /м

Q==268 кН

Приймаємо а=5 см; тоді h=154-5=149 см

Визначаємо положення нижньої межі стиснутої зони при А’_s = 0 i з умови  М R_в h’ (h₀-0,5 h’ 40(16+)(149-0,5 18,5)=107030 кНм>1191,4 кНм

Коли невідоме G_sр (напруження в напруженій арматурі за винятком втрат), допускається значення x_r та А_r визначити при

w Rв=0,85-0,008

G_si=R_s+400-G_s--р-DG_sр=1110+400-0,6 DG_sр=0-для арматури класу ВІІ при будь яких способах попереднього напруження;G_se=5000Мпа-для елементів з важкого бетону при <1

Обчислюємо коефіцієнт А₀ i по ньому, за допомогою таблиць визначають x n

А₀==0,013

x n

x=0,013<x_r

_sв h h-1)(2·-1)£ h=1,15-(1,15-1)(2·-1)=1,292>1,15

h 1,15-максимальне значення коефіцієнта для арматури класу ВІІ. Тоді A_sp== 6,31

Æ В2 А_sр=6,49см та нижні ненапружені стержні зварних каркасів 2Æ АІІІ А_s=1,17 см.