Курсовая работа (т): Каменные и армокаменные конструкции

γ_f - усредненный коэффициент надежности при определении расчетной постоянной нагрузки.

простенок карниз плита этаж

2.1.2 Проверка карниза на устойчивость от опрокидывания

Определим моменты всех сил, проходящих через точку “0”.

М₀=N₁∙0,33+N₅∙0,955+N₈∙0,33+N₆∙0,495+q_w∙(0,1²/2)-N₄∙(0,255-0,1)=21.37∙0,33+10∙0,955+1.33∙0,33+6.09∙0,495+0.343∙(0,1²/2)-17.2∙(0,255-0,1)= 17.41кНм.

Проверим эксцентриситет приложения усилия в сечении под карнизной плитой:

N=21.37+10+1.33+6.09+0.343+17.2=56,333кН.

е=М/N=17,41/56,333=0,31м >0,7∙y=0,7∙0,255=0,179м

Необходима постановка анкеров с их заделкой за сечение, где они не требуются по расчету, не менее, чем на 15 см. Поэтому проверим сечение ниже чердачной плиты перекрытия. Определим моменты всех сил относительно оси, проходящей через точку А.

М_А=21.37∙0,33+10∙0,955+1.33∙0,33+6.09∙0,495+0.343∙(0,1²/2)-

.2∙(0,255-0,1)-47,79∙(0,255-0,06)=8,09 кН∙м.

N=21.37+10+1.33+6.09+0.343+17.2+47,79=104,1 кН.

е=M/N=8,09/104,1 =0,08м<0,7∙0,255=0,179м

Устойчивость в сечении ниже плиты чердачного перекрытия обеспечена.

.1.3 Подбор анкеров карниза

Определим усилия, приходящиеся на анкера:

N_a=M/0,85∙h₀=17,41/(0,85*(0,51-0,06))=45,52 кН.

где h_о - рабочая высота сечения.

Расчетная площадь анкеров, приходящихся на 1 сборный элемент, составит:

A_s=N_a/R_s=45520/265,5∙100=1,7см²._s=295*0,9=265,5МПа.

Класс арматуры анкерных карнизных плит A-II.

R_s - расчетное сопротивление стали анкера.

Принимаем с учетом конструктивных требований принимаем 2 анкера d 12 A-II, с площадью сечения по резьбе 2,26 см². Расстояние между анкерами 2 м.

2.2 Расчет карниза в стадии незаконченного здания

.2.1 Расчетные нагрузки

Определим усилия по краю карниза на период возведения:

N₃=1∙3,2=3,2кН.

Усилие от веса карнизной плиты составит:

N₁=21,37кН.

Ветровая нормативная нагрузка равна:

q_w,n=3,2∙0,3∙(0,8+0,6)∙0,55=1,27 кН/м.

Вес одного квадратного метра стены:

q_k=8,3 кН/м².

Усилие от собственного веса монолитного чердачного перекрытия:

N_q=2∙(5/2)∙3,2∙0,9=14,4 кН.

.2.2 Расчет устойчивости карниза

M_A=3,2∙0,955+21,37∙0,33+1,27∙(0,1²/2)-14,4∙(0,255-0,07)=7,45 кН∙м.

Сумма продольных усилий:

N=3,2+21,37+8,3∙3,2∙2+14,4=92,09кН.

е=M/N=7,45/92,09=0,0809м < 0,179м

Устойчивость обеспечена.

3. Расчёт стены подвала

.1 Определение расчётных нагрузок и эксцентриситетов

Рисунок 5 Расчётные параметры стены подвала

Для расчёта вырезаем полосу шириной 1 м собственный вес подпорной стены

N_3,max=H∙l₁∙γ∙h_c∙γ_f=3,35∙1∙24∙0,5∙1,1=44,22 кН.

Определим приведённую толщину грунта от временной нагрузки:

h_red=P/γ_g=12/16=0,75 м.

Коэффициент надёжности γ_f для временной поверхностной нагрузки в соответствии п. 3.7 [2] равен 1,2; а для насыпных грунтов по табл. 1 [2] равен 1,15.

Определим ординаты эпюры бокового давления грунта в верхней зоне q₁ и нижней q₂:

q₁= γ_f∙γ_q∙h_red∙tg²(45-φ/2) =1,2∙16∙0,75∙0,271=3,9кН/м;

q₂= γ_f∙γ_q∙ (1,2∙h_red/1,15+H)∙ tg²(45-φ/2) =1,15∙16∙(1,2∙0,75/1,15+3,35)∙0,271=20,6кН/м;

.2 Расчётная схема стены подвала

Рисунок 6 Распределение эпюры усилий стен подвала

.3 Определение расчётных усилий

M_1,max=N₁*e₁=776.46*(0.06+0.04)=77,646 kH*м

M_2,max=N₂*e₂=121.7*0.25=26kH*м

Моменты в любом сечении стены подвала от бокового давления определяются по формуле (при начале давления по верху стены, что может быть принято при ровной площадке строительства):

M_x=1/6∙(H∙(2∙q₁+q₂) ∙x - (3∙q₁+(q₂ - q₁) ∙x/H) ∙x²).

При этом максимальное значение определяется по формуле

M_max,q=(0,056∙q₁+0,064∙q₂)∙Н² (при х=0,6∙Н).

Таким образом, максимальная величина момента в стене от бокового давления составит:

M_max,q=(0,056∙3,9+0,064∙20,6)∙3,35²=17,24 кН∙м.

Так как точное определение сечения с максимальным суммарным моментом представляет определённые трудности, то определяют моменты от q дополнительно в сечении с х=0,4∙Н=0,4∙3,35=1,34м.

M₀₄=1/6∙(3,35∙(2∙3,9+20,6)∙1,34-(3∙3,9+(20,6-

,9)∙(1,34/3,35))∙1,34²)=15,75кН∙м.

Суммарный момент в сечении х=0,4∙Н;

M_04,tot=15,76+(77,65-26)*0,6=46,75 кН∙м.

Суммарный момент в сечении х=0,6∙Н=2,01м;

M₀₆=1/6∙(3,35∙(2∙3,9+20,6) 2,01-(3∙3,9+(20,6-3,9)∙(2,01/3,35))

,01²)=17,25кН∙м.

M_06,tot=17,25++(77,65-26)*0,4=37,91kН∙м<46,75 кН∙м

Суммарная продольная сила в сечении с х=0,4∙Н составит:

N_tot=N₁+N₂+h_c∙0,4∙H∙1∙γ∙γ_f=776.46+121.7+0,7∙0,4∙3,35∙1∙24∙1,1=922.9кН.

.4 Проверка прочности сечения

Проверка прочности стены ведётся как для внецентренно сжатого элемента. Определяем расчётный эксцентриситет:

e₀= M_tot/N_tot=46,75 /922.9=0.05м.

Проверим условие п. 4.8 [1] и п. 4.10 [1]; e₀<0,7∙y,

где y - расстояние от центра тяжести сечения до крайнего сжатого волокна, 0,7∙y=0,7∙25=17.5 см > l_о=5,8 см;

т.е проверки по раскрытию трещин в швах кладки не требуется.

Расчётную несущую способность стены определим по формуле:

N_cc=m_q∙φ₁∙R∙A_c∙ω

где A_c=A∙(1-2∙e₀/h).

По табл. 4[1] при классе бетона камней В10 и марке раствора М50 R=2.7МПа.

При h_c=50 см, m_q=1 (см п. 4.7 [1]),

Гибкость стены при учёте всего сечения составит:

λ_h=H/h₁=3,35/0,64=5.23

h₁= h_c- 2∙e₀=50-2∙5.23=39.54см

По табл. 15 [1], упругая характеристика кладки α=750; по табл. 18 [1] определяем гибкость стены φ и φ_с; φ=0,960; φ_с=0,945.

φ₁=(0,960+0,945)/2=0,9525.

Коэффициент ω определим по формуле табл. 19 [1];

ω =1+е₀/h=1+5.23/50=1.1<1,45.

Несущая способность стенки равна:

N_cc=1∙0,9525∙2.7∙(100)∙50∙100∙(1-2∙5.23/50)∙1,14 =1159.232кН > 922.9 кН

т.е. прочность обеспечена.

4. Расчет колонны первого этажа

.1. Определение расчетных усилий на колонну

Рисунок 7 Определение грузовой площади колонны

Грузовая площадь колонны составит:

A_гр=l₁∙l₂=5.6∙5.6=31.36 м²

Определим коэффициент сочетания φ_к для колонны первого этажа.

где n_st - общее число перекрытий (без учета чердачного)

Усилие от постоянных нагрузок с перекрытий, покрытия и кровли:

N₁=10.6*31.36=332.42 кН.

Усилие от временных расчетных нагрузок:

N₂=1.5∙31.36∙4∙0,56=105.37 кН.

Усилие от полезной нагрузки на чердачное перекрытие:

N₃=1.5∙31.36∙1,3=61.152кН

где 1,3 - коэффициент надежности.

Усилие от снеговой нагрузки:

N₄=1,8∙31.36∙1,4=79.03кН.

где 1,4 - коэффициент надежности при легкой деревянной кровле.

Усилие от собственного веса колонн и веса штукатурки:

где A_k - сечение колонны;

l_k высота колонны l_k=H_эт∙n_st;

γ_к и γ_s соответственно средняя плотность кладки и материала отделочного слоя;

δ_s- толщина слоя штукатурки, м;

l_s - общий периметр штукатурного слоя, м;

l_k1 - общая высота штукатурного слоя.

А_к=∑ N_i/(1,5∙R)=(332.42+105.37+61.2+70.03)∙1000/(1,5∙1,3∙100)=2918.05 см².

где R=1,3МПа (марка кирпича М75, раствора М50).

Размер стороны колонны: b_к=√А_к=54.02 см

Принимаем сечение колонны 550*550 мм.

Назначим штукатурный слой толщиной 20 мм.

l_s=55∙4=220 см.

N₅=0,55∙0,55∙5.6∙18∙1,1+0,02∙3,06∙(5.6∙4-0,15∙4)∙18∙1,3=64.76 кН.

Суммарная продольная сила составит:

N_tot =332.42+105.37+61.2+70.03+64.76=633.78кН.

.2 Расчет колонны

Подбор требуемого армирования горизонтальных швов:

Требуемое расчетное сопротивление R_sk определяют при N=N_tot:

При этом коэффициент продольного изгиба φ в зависимости от гибкости λ и упругой характеристики α равен:

Требуемый процент армирования кладки определим по формуле:

где R_s - расчетное сопротивление арматуры сеток.

При этом предельно допустимый процент армирования:

=50∙R/R_s=50∙1,3/(0,6∙365)=0.297%

Примем шаг сеток через 3 ряда кладки:

S=225 мм.

Шаг стержней в сетке 100х100 мм.

Из формулы , требуемая площадь стержня составит:

Принимаем Ǿ4 A-III с A_st=0,126 см².

5. Расчет плиты перекрытия

Задание для проектирования. Требуется рассчитать и законструировать ребристую панель для перекрытия жилого здания. Номинальные размеры панели в плане 5,6×1,4 м. Высота сечения - 350 мм, бетон тяжелый класса В30 с нормативными сопротивлениями Rbn = 22 МПа, Rbtn =1,8 МПа, и расчетными Rb = 15,3 МПа, Rbt = 1,08 МПа при γ_b2 = 0,9 т.к. панель не подвержена действию особо кратковременных нагрузок). При изготовлении бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении, поэтому модуль упругости Еb = 29*10³ МПа. Продольная напрягаемая арматура - стержни класса A-V с нормативным сопротивлением Rsn= 785 МПа и расчетным R = 680 МПа.Модуль упругости Еs = 19 *10⁴ МПа. Способ предварительного натяжения арматуры - электротермический на упоры формы. Примем предварительное напряжение арматуры σ_sp = 600 МПа.

При электротермическом способе натяжения возможное отклонение величины контролируемого напряжения р = 30 + 360/l= 30 +360/6 =90 МПа, тогда σ_sp + р =600 + 90 = 690 МПа, что не превышает Rsn= 785 МПа. Поперечная арматура и сварные сетки - из проволоки класса Bp-I с расчетными сопротивлениями Rs = 410 МПа, Rsw = 290 МПа.

Нагрузка на междуэтажное перекрытие

Глубина площадки опирания панели на полку ригеля: (100 -10) = 90 мм (где 100 мм - ширина свеса полки, 10 мм - зазор), тогда расчетный пролет панели l₀ = 5580 - 2 * 90 / 2 = 5490 мм = 5,49 м.

В нашем случае усилия от расчетной нагрузки

М = q l₀² /8= 10.6* 5,49²/8 = 39.94кН*м =39.94*10⁶ Н * мм,

Q = q l₀ /2 = 10.6*5.49/2 =29.1 кН = 29.1* 10³Н;

Oт нормативной полной нагрузки

Мn = q_n l₀² / 8 = 8.33* 5,49²/8 = 31.38кН*м =31.38*10⁶ Н * мм,

Qn = q_n l₀ /2 = 8.33*5.49/2 =22.86кН = 22.86* 10³Н;

от нормативной постоянной и длительной нарузок

Мnl = q_nl l₀²/8 = 6.083 * 5,49²/8 = 22.92 кН -м = 22.92 *10⁶ Н * мм,

Qnl = q_nl l₀ /2 = 6.083 * 5,49/2 = 16.7 кН = 16.7 * 10³Н.

Приведем фактическое сечение плиты к расчетному.

Высота сечения равна фактической высоте панели h = 350 мм; рабочая высота сечения h₀ = h - а = 350 - 30 = 320 мм.

Расчетная толщина сжатой полки таврового сечения h`<sub>f</sub>= 50 мм; ширина полки равна ширине плиты поверху b`_f = 1390 - 20 * 2 = 1350 мм; расчетная ширина ребра

b = (85-15)*2= 140 мм.

Расчет прочности нормальных сечений.

R_b*b_f`* h<sub>f</sub>`(h₀-0.5* h_f`)= 15,3 *1350* 50*(320 - 25) =304.66* 10⁶ Н*мм > М = 39.94 * 10⁶ Н*мм, сжатая зона не выходит за пределы полки.

Определяем высоту сжатой зоны

= =

= 6.1мм.

Относительная высота сжатой зоны ξ = x/h₀ = 6.1 / 320 = 0,019.

Отклонение натяжения при электротермическом способе от проектного при числе натягиваемых стержней n_p= 2

Δγ_sp=0.5*p(1+1/)/ σ_sp = 0,5*90*(1+ 1/1.44)/600 =0.127> 0,1; принимаем Δγ_sp = 0,127.

Тогда коэффициент точности натяжения

γ_sp=1- Δγ_s=1-0.127=0.873

Характеристика сжатой зоны w = 0,85 - 0,008 Rb = 0,85 - 0,008 *15,3 = 0,728.

Граничная высота сжатой зоны

ξ_R= w/[1+ σ_sr (1-w/1,1)/ σ_scu] = 0,728/(1+384 * (1-0,728/1,1}/500] = 0,58,

здесь σ_sr = R + 400 - γ_sp σ_sp = 510 + 400 - 0,873 *600 = 384 МП.

Условие ξ < ξ_R выполнено.

Определяем коэффициент условий работы γ_s6, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести,

γ_s6=η-(η-1)(2ξ/ ξ _R -1) = 1,15- (1,15-1) (2 *0.019/ 0,58- 1)= 1.29> η =1,15,

Принимаем γ_s6= 1,15.

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры:

А = R_b*b_f`*x/( γ_s6*R_s)= 15,3* 1350 *6.1/(1,15 * 680)= 161.12мм2.

При двух ребрах число принимаемых стержней должно быть четным. Принимаем 2ø12 A-V с площадью A_s= 226 мм²

Так как μ = A_s/bh₀ = 226 /140* 320 = 0,005 > μ_min= 0,0005, конструктивные требования соблюдены.

Проверяем прочность при подобранной арматуре:

X = γ_s6*R_s*A_s/(R_b*b_f`) = 1,15*680*226/(15,3*1350} = 8.56 мм,

Мu= Rb*b'f*x(h₀-0.5x) = 153*1350* 8.56*(320 - 4.28) =55.82* 10⁶ Н*мм > Mu =  Н*мм.

Прочность достаточна.

Потери предварительного напряжения арматуры. При определении потерь коэффициент точности натяжения арматуры принимают γ_sp= 1.