Курсова Стійкість будівель та спорду при пожежі (ID:1224139)

ДЕРЖАВНА СЛУЖБА НАДЗВИЧАЙНИХ СИТУАЦІЙ УКРАЇНИ НАЦІОНАЛЬНОГО УНІВЕРСИТЕТУ ЦИВІЛЬНОГО ЗАХИСТУ УКРАЇНИ ЧЕРКАСЬКИЙ ІНСТИТУТ ПОЖЕЖНОЇ БЕЗПЕКИ ІМЕНІ ГЕРОЇВ ЧОРНОБИЛЯ Факультет оперативно рятувальних сил Кафедра безпеки об’єктів будівництва та охорони праці КУРСОВА РОБОТА З дисципліни «Стійкість будівель і споруд при пожежі” Частина 1 КОНСТРУЮВАННЯ ЗАЛІЗОБЕТОННИХ КОНСТРУКЦІЙ Виконав (студент) 3 курсу 22-4 групи Романюк Владислав Васильович Керівник;Рудешко Ірина Вікторівна Національна шкала________________ Кількість балів_______Оцінка ECTS___________ Члени комісії: ___________ ________________ ____________ _______________ ____________ _______________ _____________________________ _____________________________ Черкаси 2025 Зміст Розділ 1. Вихідні дані. Збірний варіант крупнопанельного балочного перекриття........................ Розділ 2. Панелі перекриття.................................................................. 2.1. Конструктивне рішення панелі перекриття......................................... 2.2. Розрахунок панелей перекриття за першою групою граничних станів (за нормальним перерізом)........................................................................ 2.3. Розрахунок міцності похилих перерізів плити перекриття........................ Розділ 3. Ригелі.................................................................................. 3.1. Визначення навантаження на ригель.................................................. 3.2. Розрахунок ригеля за першим граничним станом (за нормальним перерізом)........................................................................................ 3.3. Розрахунок похилих перерізів ригкля................................................. Розділ 4. Колони............................................................................... 4.1. Розрахунок і конструювання колони................................................. Додатки........................................................................................... Список використаної літератури............... Розділ 1. Вихідні дані. Збірний варіант крупнопанельного балочного перекриття. В даному збірному варіанті приймаємо сітку колон 6х6 м. Розмір будівлі в осях складає 12х36 м. Вихідні дані (таблиця 1, 2): а) корисне нормативне навантаження на перекриття – q = 6.0 кН/м2 ; б) форма перерізу ригеля – прямокутний ; в) кількість поверхів – N = 3; г) клас бетону – важкий бетон класу В35 на гранітному заповнювачі; д) клас арматури – А-І, А-ІІІ; е) тип підлоги –паркет ж) місце будівництва – м. Львів тобто IV сніговий район (додаток 8); з) коефіцієнт умов роботи бетону γb2=0.9; и) основні характеристики бетону В35 (додаток 2): модуль пружності бетону Eb=31000 МПа; І група граничного стану: розрахунковий опір бетону на осьове стискання Rb=19,5·γb2= 19,5·0.9=17,55 МПа; розрахунковий опір бетону на осьовий розтяг Rbt =1,30· γb2= 1,30·0.9=1,17 МПа; ІІ група граничного стану: розрахунковий опір бетону на осьове стискання Rb,ser = 25,5 МПа; розрахунковий опір бетону на осьовий розтяг Rbt,ser = 1,95 МПа; к) основні характеристики арматури ( додаток 3 ): модуль пружності арматури А-І: Es=21·104 МПа; розрахунковий опір розтягу поздовжньої арматури А-І: Rs = 225 МПа; розрахунковий опір розтягу поперечної арматури А-І: Rsw = 175 МПа; розрахунковий опір стисканню арматури А-І: Rsс = 225 МПа; модуль пружності арматури А-ІII: Es=20·104 МПа; розрахунковий опір розтягу поздовжньої арматури А-ІII при діаметрі 6....8 RS=355 МПа розрахунковий опір розтягу поперечної арматури А-ІII при діаметрі 6..8 мм: Rsw = 285 МПа; розрахунковий опір стисканню арматури А-ІII при діаметрі 6..8 мм: Rsс = 335 МПа; Клас відповідальності споруди – ІІ. Коефіцієнт надійності за призначенням споруди γn=0.95. Коефіцієнт надійності по навантаженню від ваги зал ізобетонних та цегляних конструкцій γf=1.1, від тепло- та звукоізоляційних виробів – γf=1.3. Будівля проектується з неповним каркасом – з внутрішнім залізобетонним каркасом і несучими зовнішніми стінами з цегли. Просторовий каркас багатоповерхових будівель умовно розділяється на поперечні і поздовжні рами. Основними є поперечні рами, які виконані у вигляді зв’язкової системи з шарнірними вузлами. Поздовжня рама каркаса працює на зв’язковій системі з шарнірними вузлами з’єднання колон і розпорів. За розпорки по колонах використовуються плити міжповерхових перекриттів. Поздовжня стійкість будівлі в період монтажу та експлуатації забезпечується встановленням вертикальних в’язів по колонах. Розділ 2. Панелі перекриття 2.1. Конструктивне рішення панелі перекриття Маркірувальна схема міжповерхового перекриття приведена на рисунку 2.1. У даній курсовій роботі приймаються пустотні панелі 1.5х6 м (рисунок 2.2). Розрахунок панелей перекриття виконують за двома групами граничних станів. Оскільки переріз плити перекриття за рисунком 2.2 розраховувати незручно, потрібно його привести до еквівалентного двутаврового перерізу (рисунок 2.3). Замінюємо круглі отвори діаметром d квадратними зі стороною квадрату а: а = 0.9·d, (2.1) а = 0.9·159 = 143 мм. Ширина верхньої і нижньої полок приведеного двотаврового перетину : bf = b’f = 1490 – 2·15 = 1460 мм. Висота верхньої і нижньої полок приведеного двотаврового перерізу : hf’=31+(d– a)/2=31+(159 –143)/2=39 мм; hf=30+ (d–a)/2=30+(159 –143)/2=38 мм. Ширина стінки приведеного двотаврового перерізу : b = 1460 – n·a =1460 – 7·143 = 459 мм, де n=7 –кількість пустот залізобетонної панелі. Рисунок 2.1 – Маркірувальна схема міжповерхового перекриття Рисунок 2.2 – Пустотна залізобетонна панель перекриття Рисунок 2.3 – Двотавровий еквівалентний переріз плити перекриття 2.2. Розрахунок панелей перекриття за першою групою граничних станів (за нормальним перерізом). Спочатку виконуємо збір навантаження у табличній формі (таблиця 2.1). Навантаження на 1 м2 знаходимо перемножуючи між собою товщину шару матеріалу (δ), густину матеріалу (ρ), коефіцієнт надійності залежно від призначення будівлі (γn). Якщо густина дана в кг/м3 , то домножаємо на 9,81 для переводу кілограмів в ньютони (1кгс = 9,81Н). Нормативні навантаження перемножаємо на коефіцієнти надійності за навантаженням (γf). Короткочасне і довгоривале навантаження в учбових цілях прийняті по 50% від тимчасового навантаження. Таблиця 2.1 – Збір навантажень на плиту перекриття No п/п Навантаження Нормативне навантаження, Н/м2 Коефіцієнт надійності за навантаженням γf Розрахункове навантаження, Н/м2 1 2 3 4 5 1 Постійне навантаження: а) Паркет δ=15 мм (ρ=800 кг/м3) δ·ρ· γn ·g= =0.015·800·0.95·9.81 111,83 1.1 123,02 б) цементна стяжка δ=40 мм ( ρ=1800 кг/м3) 0.02·2200·0.95·9.81 671,0 1.1 738,1 в) багатопустотна плита з круглими пустотами по (каталогу m=2800 кг) 2800:(1.5·6.0)·0.95·9.81 2900 1.1 3190 Г)Шар звукоізоляції 70мм ,600 0,07*600*0,95*9,81 391,42 1,1 430,6 Разом постійне навантаження q : qн=4074,3 qр=5296,6 2 Тимчасове навантаження: а) короткотривале 3000 1.2 3600 б) довготривале Vн тр 3000 1.2 3600 Разом тимчасове навантаження V: Vн =6000 Vр=7200 3 Повне навантаження q+V Vн+qн = 10074,3 Vр+qр = 12496,6 Довготривале навантаження складається з постійних і тривалих тимчасових. Для встановлення розрахункового проліту плити попередньо задаємося розмірами перерізу ригеля : а) висота: h = (1/10...1/15)·L, (2.2) де L – довжина ригеля ; h= (1/10)·6000=600 мм. б) ширина ригеля: b = (0.3...0.4)·h, (2.3) b= 0.33·600=200 мм. Розрахунковий проліт плити (рисунок 2.4): L0 = 6000 – 2·10 – 2·(100 – 10)/2 = 5890 мм. Рисунок 2.4 – Розрахункова схема визначення розрахункового прольоту плити перекриття Приступаємо до розрахунку згинаючого моменту і поперечної сили, що виникають у перерізі плити перекриття від діючого наватаження. Згинаючий момент і поперечна сила для прийнятої розрахункової схеми визначаються за формулами (3.1), (3.2) (у методичці) (таблиця 2.1): 1) від розрахункових навантажень: Мр = [(qр + Vр)·L2 0·bf]/8 = [12496,6·5,892·1,46]/8 = 79119,83 Н·м; (2.4) Qр = [(qр + Vр)·L0· bf]/2 = [12496,6·5,89·1,46]/2 = 53731,63 Н; (2.5) 2) від повного нормативного навантаження: Мн = [(qн + Vн)·L2 0·bf]/8 = [10074,3·5,892·1,46]/8 = 63783,51 Н·м; Qн = [(qн + Vн)·L0· bf]/2 = [10074,3·5,89·1,46]/2 = 43316,51 Н; 3) від нормативного довготривалого навантаження: Мн тр =[(qн + Vн тр)·L2 0·bf]/8 = [(3528,14 + 4000)·5,892·1,46]/8 = 47662,98 Н·м; Qн тр =[(qн + Vн тр)·L0· bf]/2 = [(3528,14 + 4000)·5,89·1,46]/2 = 32368,74 Н·м. Розрахунок панелей за першою групою граничних станів проводимо на дію розрахункового згинаючого моменту Mр і розрахункової поперечної сили Qр . Визначаємо положення нейтральної вісі за (3.3 у методичці): М f =Rb·b' f ·h' f ·(hо −0,5·h' f ) = 17,55·146·3,9·(19 – 0,5·3,9)= 170380,14 Н·м (2.6) Мf = 192223,75Н·м > Мp = 85871,22 Н·м. Нейтральна вісь знаходиться в полиці, переріз розраховуємо як прямокутний з b=bf ’=146 см. (рисунок 2.5). Рисунок 2.5 –Двотавровий приведений переріз плити перекриття Робочу висоту знаходимо з умови, що приймаємо захисний шар бетону в розтягнутій зоні а=3 см (рисунок 2.5): h0=h – a=220 – 30=190 мм. (2.7) Площа перерізу повздовжньої арматури визначається як для елементів, що згинаються, прямокутного перерізу. Коефіцієнт відносної несучої спроможності знаходиться за формулою 3.4 (методичка): А0 = Мр /[Rb·b·h2 0]=79119,83 /[17,55·146·192] = 0.086 → η = 0,955 → ξ =0,09 (2.8) де ξ – відносна висота стисненої зони бетону; η – відносне плече внутрішньої пари сил. η та ξ визначаємо за додатком 5. Тепер визначаємо границю переармування ξR за формулою 3.5 (методичка): R=1+RS50011,1=0,85-0,008*17,551+225500*1-0,6921,1=0,607 де – відносна висота стиснутої зони бетону при прямокутній епюрі для випадку, коли приріст деформацій в арматурі (і напружень) дорівнює нулю. ω = α − 0,008 ∗ Rb (2.10) де – коефіцієнт, для важкого бетону – 0,85. ξ = 0,086 < ξR = 0,607 умова виконується, перетин не переармовано. За формулою 3.7(методичка) визначаємо площу поздовжньої арматури: АS = Mp /(Rs ∗ η ∗ h0)= 79119,83 / 225·0,955·19 = 20,36 см2 , (2.11) де Rs –розрахунковий опір арматури розтягу, для А-І Rs=225 МПа (додаток 3). Підбираємо площу арматури для 8 стержнів. За додатком 6 приймаємо арматуру 8Ø18 А-ІІ Аs = 20,36 см2 , тобто, у плиті перекриття у якості робочої арматури встановлюємо 8 арматурних стержнів класу А-ІІ, діаметром 18 мм, із загальною площею перерізу см2 . Арматуру у стиснутій зоні приймаємо конструктивно 8Ø18 А-ІІ, тобто 8 стержнів класу А-ІІ, діаметром 18 мм. 2.3. Розрахунок міцності похилих перерізів плити перекриття Якщо поперечну силу Q повністю сприймає тільки бетонний переріз Qb, то розрахунок хомутів не проводять, а встановлюють їх, у цьому випадку, виходячи із конструктивних потреб. Ця умова виражається формулою 3.15 (методичка): = 0.6·(1 + 0)·1.26·106·0,459·0,19 = 65930,76 Н > Qp max = 58316,62 Н, (2.12) де b3 – коефіцієнт, який приймається рівним для важкого бетону – 0.6, для елементів, які згинаються без попереднього обтиснення n = 0. Умова виконується. Тобто, поперечну силу повністю сприймає бетон. Ставимо поперечну арматуру конструктивно. На приопорній ділянці довжиною L0/4 приймається крок хомутів S= h/2 =220/2 =110≈ ≈ 100 мм. У середині прогону каркасу на ділянці L/2 приймається крок хомутів S = 300 мм (у місцях найбільших поперечних зусиль і згинаючих моментів, тобто, посередині прольоту (максимальний згинаючий момент) і по місцях спирання плити на стіни – по краях (найбільші поперечні сили)). Розраховуємо поперечну арматуру, щоб перевірити прийнятий крок хомутів. Поперечну арматуру приймаємо, виходячи з умов зварювання (додаток 9). 1. Задаємось діаметром поперечної арматури dsw=8 мм. 2. Кількість зрізів (хомутів) n=8. 3. Сумарна площа зрізу хомутів 3.17 (методичка) (додаток 6): Asw=As1·n=16,08·8=128,64 см2 (2.13) де As1 – площа поперечногоперерізу арматури Ø8мм. 4. Необхідна інтенсивність армування визначається за формулою 3.18 (методичка): qsw=Q24*b2*1+f+n*Rbt*b*h02=[58316.62]24*21.26*106*0.192*16.08=68,86Нсм. 5. Крок поперечних стержнів , формула 3.20 (методичка): S=[RswAsw]/qsw=175*128,6468,86 =326,0 см. (2.15) Прийнятий конструктивно крок поперечних стержнів (100 мм і 300 мм) не перевищує розрахований. У стиснуту і розтягнуту зону, виходячи з технологічних умов встановлюємо стандартну сітку : С-14Вр-1-2005Вр-1-2001440*5930*2520 (додаток 10). Розділ 3. Ригелі 3.1. Визначення навантаження на ригель Розрахункова схема ригеля являє собою статично визначену однопролітну балку з шарнірним спиранням по кінцях, яка завантажена рівномірно розподіленим навантаженням. Для визначення зусиль у перерізах ригеля необхідно виконати збір навантажень. Ширина будівлі складає два прогони по 6 м, і рами розташовуються в короткому напрямку. Крок колон береться 6 м. Зовнішні стіни виконані з цегли. Навантаження на ригель визначається множенням відповідного навантаження 1 м2 на крок між ригелями, а саме 6 м. Збір навантаження доцільно проводити у табличній формі (таблиця 3.1). Таблиця 3.1 – Збір навантажень на ригель No п/п Навантаження Нормативне навантаження, Н/м Коефіцієнт надійності за наванта женням, γf Розрахунко ве наванта ження, Н/м 1 2 3 4 5 1 Постійне навантаження: а) вага плити і підлоги (табл. 2.1) 4074,3·6= 24446,16 5296,6·6= 31779,6 б) вага ригеля: b·h·ρ·γn·9,81= 0.8·0.2·2500·0.95·9.81 3728·1 1,1 4101 Разом постійне навантаження q: qн =28174,26 qр = 35880,6 2 Тимчасове корисне навант.: а) короткочасне (50%V) 3000·6 1,2 21600 б) тривалодіюче (50%V)Vтр 3000·6 1,2 21600 Разом тимчасове навант. V: Vн = 36000 Vр = 43200 3 Всього : q + V 64174,26 79080,6 3.2. Розрахунок ригеля за першим граничним станом (за нормальним перерізом). Щоб визначити розрахунковий проліт ригеля, спочатку визначаємо розміри перерізу колони. Колона перерізом 50х50 см. Розрахунковий проліт визначаємо із умови, що спирання ригеля на стіну 250 мм, на консоль колони 125 мм, відстань між торцем ригеля і колоною 25 мм (рисунок 3.1): L0 = 6000 – (250–25)/2 – 250 – 25–130/2 = 5523 мм. Рисунок 3.1 – Визначення розрахункового проліту ригеля Згинаючий момент і поперечна сила для прийнятої розрахункової схеми визначаються за формулами (3.1), (3.2): 1) від розрахункових навантажень: Мр = [(qр + Vр)·L2 0]/8 = [35880,6*43200]/8 = 193,8 кН·м; (3.1) Qр = [(qр + Vр)·L0]/2 = [35880,6·43200]/2 = 775,02 кН; (3.2) 2) від повного нормативного навантаження: Мн = [(qн + Vн)·L2 0]/8 = [28174,26·36000 2]/8 = 126,8 Н·м; Qн = [(qн + Vн)·L0]/2 = [28174,26·36000]/2 = 181,3 Н; 3) від нормативного тривалодіючого навантаження: Мн тр = [(qн + Vн тр)·L2 0]/8 = [48,897·5,5232]/8 = 186,44 кН·м; Qн тр = [(qн + Vн тр)·L0]/2 = [48,897·5,523]/2 = 135,03 кН. Довготривале навантаження складається з постійних і тривалих тимчасових. Робочу висоту визначаємо з формули: h0 = h – a – d/2, (3.3) де а – захисний шар бетону, який приймається попередньо залежно від розташування арматури згідно графіків додатку 15, 16, 17, 18 , а=50 мм; d – діаметр робочої арматури, попередньо приймаємо d=20 мм; h – висота перерізу ригеля. Попередньо h0 = 80 – 5 – 2/2=74 см. Площа перерізу повздовжньої арматури визначається як для елементів, що згинаються, прямокутного перерізу за формулою 3.4 (методичка): А0 = Мр /[Rb·b·h2 0 ]= 193,8 ·103 /[17,55·106·0,2·0,742] = 0,104 → → η = 0,945 → ξ = 0,11 (додаток 5). Визначаємо границю переармування ξR за формулою 3.5 (методичка): R=1+RS50011,1=0,85-0,008*17,551+365500*1- 0,6921,1=0,558 ξ = 0,11 < ξR = 0,558, умова виконується, переармування немає. За формулою 3.7 (методичка) визначаємо необхідну площу робочої арматури для ригеля: АS = Mp /(Rs ∗ η ∗ h0)=193,8*10^5/(225*10^2* 0,945*0,74)=12.31 (3.4) За додатком 6 приймаємо армування ригеля у вигляді 4-х арматурних стержнів класу А-ІІІ, діаметром 16 мм, що розташовані у два ряди: 4Ø16 А- ІІІ із загальною площею перерізу Аs = 12.31 см2 . Розташовуємо арматуру у два ряди, із координатами розташуваня згідно графіка додатку 17. Перший ряд з а1=50 мм, с1=50 мм; другий ряд з а2=120 мм, с2=50 мм. Розділ 4. Колони 4.1. Розрахунок і конструювання колони Розрахункова сила у повздовжніх перерізах визначається шляхом збору тимчасових і постійних навантажень з вантажної площі перекриттів всіх поверхів і покриття будівлі А = 6х6 = 36 м2 . Колону розраховуємо як центрально стиснуту з випадковим ексцентриситетом. Його значення беремо не менше, ніж l/600 довжини елемента і l/30 висоти перерізу і не менше 1 см. Попередньо приймаємо типову колону перерізом 40х40 см. Будівля дев’ятиповерхова із висотою поверхів, згідно таблиці 2 вихідних даних: а) підвального – 2,8 м; б) першого – 7,2 м; в) наступних – 3,8 м. Розрахункова висота підвального поверху визначається за формулою: L0 = 0.9·hпідв = 0.9·4.8 = 4,32 м. Власна вага колон підвалу і наступних поверхів визначається відповідно: q = b·h·Hпов·ρ·g·γf, (4.1) де b та h – розміри поперечного перерізу колони, м. У нашому випадку переріз колони має розміри 40 х 40 см; Нпов – висота поверху, м; ρ – густина залізобетону, ρ=2500 кг/м3 ; g – для переводу кілограмів у Ньютони домножаємо на g=9,81, так як 1кг=9,81 Н; Таким чином: Розрахункова вага колони підвального поверху: qпідв = 0,4·0,4·4,8·2,5·9,81·1,1·0,95 = 19,68 кН; Розрахункова вага колони першого поверху: q1пов = 0,4·0,4·4,8·2,5·9,81·1,1·0,95 = 19,68 кН; Розрахункова вага колони наступних поверхів: qн_пов = 0,4·0,4·3,0·2,5·9,81·1,1·0,95 = 15,30 кН. Нормативні значення ваги колон, відповідно, підвального, першого і наступних поверхів, визначаємо: qн підв = 0,4·0,4·4,8·2,5·9,81·0,95 = 17,89 кН; qн 1пов = 0,4·0,4·4,8·2,5·9,81·0,95 = 17,89 кН; qн н_пов = 0,4·0,4·3,0·2,5·9,81·0,95 = 11,18 кН. У табличній формі збираємо навантаження, яке передається колоні від покриття. У курсовій роботі розглядаємо варіант м’якої покрівлі, тобто у вигляді руберойда по асфальтовій стяжці. Таблиця 4.1 – Збір навантажень від покриття на колону No п/ п Навантаження Норма тив не навант а ження, Н/м 2 Коефіці єнт надійно сті за наванта женням Розрахунк ове навантаже н ня, Н/м 2 1 2 3 4 5 1 Постійне навантаження: а) гравійний захист 400 1.2 480 б) 3 шари руберойду на бітумній мастиці (1м 2 – 15 кг ) 160 1.3 208 в) асфальтна стяжка δ=20 мм, ρ=1800 кг/м3 0.02·9.81·1800· 0.95 335 1.2 403 г) пінобетон δ=120 мм, ρ=500 кг/м 3 0.12·9.81·500·0. 95 600 1.2 720 д) обмазочна пароізоля -ція 50 1.3 65 ж) плита покритт я 2900 1.1 3190 Разом постійне навантаження q : Q н = 4445 q р = 5066 2 Тимчасове снігове навантаження: а) короткочасне Vкр 1400 1,4 1960 б) тривалодіюче Vтр – – – Разом тимчасове V н = 1400 1,4 V р = 1960 навантаження V: 3 Всього : q + V 5845 7026 Тепер проводимо розрахунок навантаження на колону від покриття і перекриття, розрахункове і нормативне. Визначаємо розрахункове навантаження, яке передається колоні від покриття (таблиця 4.2): постійне навантаження на колону від покриття (тривале): qпок = 7026·36 + 4101·6 = 277542 Н=277,6кН; короткочасне навантаження на колону від покриття (сніг): qпок = 1960·36 = 70560 Н = 70,56 кН; повне навантаження на колону: qпок = 7026·36 + 3728·6·1,1 + 70,56·36=280080 Н=280,1 кН; де 7026 кН/м2 – навантаження від плити перекриття та конструкції покриття; 4101кН/м– розрахункове навантаження від ригеля; 1 960 кН/м2– розрахункове снігове навантаження. Визначаємо навантаження, яке передається колоні від перекриття (таблиця 3.1): постійне (тривале) : qпер=31779,6·6+4101·6+21600·6=344883 Н=344,9 кН; короткочасне (люди): qпер = 21600·6 = 129,600 Н = 130 кН; повне : qпер=31779,6·6 + 4100.8·6+43200·6=474482 Н= 474,5 кН; де 31779,6 кН/м – навантаження від плити перекриття та конструкції перекриття; 4101кН/м – навантаження від ригеля; 43200 кН/м– розрахункове тимчасове навантаження (люди і обладнання). Розрахункове короткочасне снігове навантаження: Nк sn=1960·36=50400 Н=70.56 кН. Навантаження на колону підвального поверху збираємо у вигляді таблиці 4.2. Таблиця 4.2 – Розрахункове навантаження на колону підвального поверху Навантаження, кН Власна вага колони, кН Розрахункове сумарне навантаження, кН Тривале Короткоча сне Тривале Ndl Коротко часне Ncd Повне N 1 3 4 5 6 7 8 3 206,98 70,56 15,38 222,36 70,56 292,92 2 413,96 141,12 34,98 448,94 141,12 590,06 1 620,94 211,68 54,66 675,6 311,68 987,28 Під- вал 3267.61 1580.40 165.64 3433.25 1580.40 5013.65 Тепер у табличній формі (таблиця 4.3) визначаємо нормативне навантаження на колону, яке потрібне для розрахунку вогнестійкості. Таблиця 4.3 – Нормативне навантаження на колону підвального поверху Навантаження, кН Власна вага колони, кН Розрахункове сумарне навантаження, кН Тривале Коротко часне Тривале Ndlн Коротко часне Ncdн Повне Nн 1 2 3 4 5 6 7 3 182,39 50,4 11,18 193,57 50,4 243,97 2 405,43 104,4 29,78 387,14 104,4 491,54 1 625,47 158,4 47,67 580,71 158,4 741,11 Підвал 2822.81 1314.0 150.64 2973.45 1314.0 4287.45 Визначаємо нормативне навантаження, яке передається колоні від покриття (таблиця 4.1): постійне навантаження на колону від покриття (тривале): qпок н = 4445·36 + 3728·6 = 182388 Н=182,39 кН; короткочасне навантаження на колону (сніг): qпок н = 1400·36 = 50400 Н = 50,4 кН; повне навантаження від покриття на колону: qпок н = 4445·36 + 3728·6 +1400·36 =200388 Н= 200,39 кН; Визначаємо нормативне навантаження, яке передається колоні від перекриття (таблиця 3.1): постійне навантаження на колону від перекриття: qпер н = 24446,16·6 + 3728·6+18000·6 = 187050 Н=187,1 кН; короткочасне навантаження на колону від пекриття (люди): qпер н = 18000·6 = 108000 Н = 108 кН; повне навантаження на колону від перекриття: qперн= 24446,16·6 + 3728·6+36000·6=205044,96 Н= 205,5 кН; Тепер визначаємо випадковий ексцентриситет: а) еа = h/30 = 400/30 = 13.33 мм, де h – висота перерізу колони підвального поверху; б) еа = l0/600 = 2520/600 = 4.2, де l0 – висота колони підвального поверху; в) еа > 1 см. До розрахунку приймаємо еа = 13,33 мм, як найбільший із а,б,в. За умови симетричного армування: N ≤ η·φ·[Rb·Ab + Rs·(As + A's)], (4.2) де N – розрахункове повздовжнє стискаюче зусилля, Nр=5013.65 кН; η – коефіцієнт умов роботи конструкцій, η=1 при h>200 мм; As – площа перерізу розтягнутої арматури; A's – площа перерізу стиснутої арматури. Розміри поперечного перерізу колони і площу перерізу арматури визначаємо, прийнявши значення коефіцієнта φ=η=1, а μ=0,01, тоді: As + A's = 0,01·Аb, де Аb – площа перерізу бетона Згідно формулі 4.2, маємо: 5013,65 ≤ 1,0·1,0·[19,8·(100)·Аb + 365·(100)·0.01·Аb] = 2345·Аb, 5013,65 = 2345·Аb, Аb = 5013,65 ·(103) /2345 = 2138 см2 , см. Приймаємо типову колону 50х50 см. Визначаємо гнучкість колони: λ = l0/h = 2520/500 = 5,04. Визначаємо співвідношення: Nтр/N = 3433,05/5013,6 = 0,685. За додатком 7 знаходимо значення коефіцієнтів φb та φsb залежно від Nтр/N та λ і по ним визначаємо значення φ: φb = 0.92; φsb = 0.92. φ = φb + (2·(φsb – φb)·Rsc·(As + A's)/Rb·A). (4.3) φ = 0.92 + 0.0 = 0.92. Площа перерізу арматури: As + A's = N/[φ· η ·Rsc] – [A·Rb]/Rsc. (4.4) As + A's = (4287,45·(103)/[0,92·1·365·(100)]) – ([50х50·19,8]/365) = -7,92 см2 «-» вказує на те, що арматура потрібна тільки з конструктивних міркувань. Уточнюємо значення коефіцієнта армування μ: μ = 7,92/[50·50 ]= 0.0032 < [μ=0.03] Приймаємо As + A's = 6Ø12 А-ІІІ Аs=7,92 см2 . Або 4Ø16, Аs=8,04 см2 Поперечну арматуру приймаємо діаметром 10 мм А-І з кроком 500 мм з умов зварюваня (додаток 9) (рисунок 4.1). Рисунок 4.1 – Розташування арматури в колоні ЛІТЕРАТУРА Нормативні документи 1. ДСТУ 2272-93. ССБТ. Пожежна безпека. Терміни та визначення. 2. ДСТУ Б В.1.1-2-97 ( ГОСТ 30402-96 ) Захист від пожежі. Матеріали будівельні. Методи випробування на займистість. 3. ДСТУ Б В.1.1-4-98 Захист від пожежі. Будівельні конструкції. Методи випробувань на вогнестійкість. Загальні вимоги. 4. ДСТУ Б В.2.7-19-95 ( ГОСТ 30244-94 ) Будівельні матеріали. Матеріа-ли будівельні. Методи випробувань на горючість. 5. ДСТУ Б В.2.7-70-98 ( ГОСТ 30444-97 ) Будівельні матеріали. Метод випробуваня на розповсюдження полум’я. 6. ДСТУ Б А.1.1-60-95 Технологія важких бетонів та залізобетонних виробів. Арматурні вироби та закладні елементи. Терміни та визначення. 7. ДСТУ Б В.1.2-3:2006 Система забезпечення надійності та безпеки будівельних об'єктів. Прогини і переміщення. Вимоги проектування. 8. ДСТУ-Н Б В.1.2-13:2008 Система надійності та безпеки у будівництві. Настанова проектування конструкцій ( EN 1990:2002, IDN). 9. ДБН В.1.2-2: 2006 Система забезпечення надійності та безпеки будівельних об'єктів. Навантаження і впливи. Норми проектування. 10.ДБН В.1.1-7-2016 Пожежна безпека об'єктів будівництва. 11.ДБН В.1.2-7:2018 Система забезпечення надійності та безпеки будівельних об'єктів. Основні вимоги до споруд. Пожежна безпека. 12.ДБН В.2.6-98:2009 Конструкції будинків і споруд. Бетонні та залізобетонні конструкції. Основні положення. 13.ДСТУ-Н Б EN 1991-1-3:2010 Єврокод 1. Дії на конструкції. Частина 1- 3. Загальні дії. Снігові навантаження ( EN 1991-3:2003, IDT); 14. ГОСТ 8279-81. Сетки сварные для железобетонных конструкций. Технические условия. Рабочие чертежи. 15. ГОСТ 23.279-78. Сетки сварные из стержневой арматуры диаметром до 40 мм. Общие технические условия. 16. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения). – М., 1989. Посібники та довідкова література 17. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: 1991. 18. Тищенко О. М., Поздєєв С. В., Березовський А. І., Рудешко І. В., Сідней С. О. «Стійкість будівель і споруд при пожежі», Черкаси, ЧІПБ НУЦЗУ, 2019, 350с. 19. Барашиков А. Я. и др. Залізобетонні конструкції. Підручник.– К.: Вища школа, 1995. –591 с. 20. Бондаренко В. М. и др. Расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Высшая школа, 1988. 21. Голышев А. Б. и др. Проектирование железобетонных конструкций. – К.: Будівельник, 1990. 22. Кудзис А. П. Железобетонные и каменные конструкции. – М.: Высшая школа, 1988. 23. Лопатто А. Э. Проектирование элементов железобетонных конструк- ций. – К.: Вища школа, 1987. 24. Мандриков А. П. "Примеры расчета железобетонных конструкций". – М.: Стройиздат, 1989. 25. Попов Н. Н. и др. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. – М.: Вища школа, 1989. 26. Улицкий Н. Н. и др. Железобетонные конструкции. – К.: Будівельник, 1972. 27. А. И. Яковлев. Расчёт огнестойкости строительных конструкций. – М.: Стройиздат, 1988. 28. В. П. Бушуев, В. А. Пчелинцев, В.С. Федоренко, А.И. Яковлев. Огнестойкость зданий. –М.: Стройиздат, 1970. 29. Сідней С. О., Рудешко І.В. Залізобетонні конструкції та їх поведінка в умовах пожежі: методичний посібник щодо виконання курсової роботи / Сідней С.О., Рудешко І.В. – Черкаси: Черкаській інститут пожежної безпеки імені Героїв Чорнобиля Національного університету цивільного захисту України, 2022. – 103 с.