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.
м3 | |||||||||||
м3 | |||||||||||
І | |||||||||||
ІІІ | |||||||||||
| |||
9600 |
,
l
l
lp
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 Аs , з однаковою площею перерізу робочих стержнів в обох напрямках Æ
Мпред.> >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 вf
Висота ребра hр=20см, робоча висота h0=hp- aз – 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
Мпред>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£ jW1 j Rв h0=0,3 38,1= 55794 >166237,1 H;
j =1-0,01R , Rв-в МПа;
j
jW1
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 Rвt h0,
j
jn
При N=0 jn
>
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 dn³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.
Призначаємо: dn=6мм>
Із прийнятої схеми армування ребра / див. Рис.4 / випливає, що кількість поперечних стержнів nW в розрахунковому перерізі дорівнює 4 (з одним у кожному ребрі).
АW=4
,
j
jf
;
qSW³ j jn jf)Rвt >
Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення qsW =432 Н/см
Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати Smax:
,
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 вf =47,5см, hfв =40см, hf
Навантаження, діюче на 1 м ригеля, обчислюємо у формі табл.2.2.1.
|
|
||
57600 |
|||
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
< hf
x
Æ Æ
;
Аs =26,49см2.
< hf
c
=
< 5%
Розрахунок поперечної арматури поздовжніх ребер панелі починаємо з перевірки доста 555i87f тності прийнятого перерізу за умови:
Q£ jW1 j Rв h0=0,3 82,87=734218>495512,3 H;
j =1-0,01R , Rв-в МПа;
j
jW1
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 Rвt h0,
j
jn
При N=0 jn
>
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 dn³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.
Призначаємо: dn=6мм>
Із прийнятої схеми армування ребра / див. Рис.4 / випливає, що кількість поперечних стержнів nW в розрахунковому перерізі дорівнює 4 (з одним у кожному ребрі).
АW=4
,
j
jf
;
qSW³ j jn jf)Rвt 30 = 765 Н/см < 2266 Н/см.
Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення qsW =2266 Н/см
Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати Smax:
,
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£ jW1 j Rв h0=0,3 > H;
j =1-0,01R , Rв-в МПа;
j
jW1
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 Rвt h0,
j
jn
При N=0 jn
>
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 dn³0,25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.
Призначаємо: dn=6мм>
Із прийнятої схеми армування ребра випливає, що кількість поперечних стержнів nW в розрахунковому перерізі дорівнює
АW=4
,
j
jf
;
qSW³ j jn jf)Rвt 30 = 765 Н/см <
Оскільки умова не виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення qsW =
Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати Smax:
,
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.
![]() |
|
2400 259200 |
2640 |
|
|
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 hp
h >
h h
l = 25см < 0,9h
Q Rbtb 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>
Постiйне: 1 Покрiвля 1,15 | |||
4 Снiгове (в залежностi вiд р-ну будівництва) 0,7 | |||
gнб=25,01 |
gб=30,15 |
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 Rв h’ (h0-0,5 h’ 40(16+)(149-0,5 18,5)=107030
кНм>1191,4 кНм
Коли
невідоме Gsр (напруження
в напруженій
арматурі за
винятком
втрат),
допускається
значення xr та Аr
визначити
при
w Rв=0,85-0,008
Gsi=Rs+400-Gs-DGsр=1110+400-0,6 DGsр=0-для арматури класу ВІІ при будь яких способах попереднього напруження;Gse=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<xr
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 Asp== 6,31
Æ В2 Аsр=6,49см та нижні ненапружені стержні зварних каркасів 2Æ АІІІ Аs=1,17 см.
|