Расчет и конструирование монолитных железобетонных перекрытий здания промышленного типа

Задание

 

1. Тема проекта Расчет и конструирование монолитных железобетонных перекрытий здания промышленного типа.

. Исходные данные к проекту:

) Район строительства - Орел;

) Количество этажей - 3 этажа;

) Длина здания - 33 м;

) Ширина здания - 27 м;

) Высота этажа - 3,9 м;

) Несущие наружные стены - кирпичная кладка толщиной 510 мм с внутренними пилястрами, высотой 250 мм в местах опирания ригелей;

) Внутренний каркас и междуэтажные перекрытия из монолитного ж/б.

) Нормативная нагрузка на междуэтажное перекрытие:

длительная - 4,8 кПа в том числе кратковременная - 1,5 кПа.

. Грунты:

супесь m=2,4 м, γ=12,3 кН/м³, Е=8 МПа,  кПа, φ=0⁰

песок m=3,5 м, γ=17,9 кН/м³, Е=32 МПа, кПа, φ=0⁰

суглинок m=4,7 м, γ=18,0 кН/м³, Е=40 МПа,  кПа, φ=0⁰

. Армирование:

плит - отдельными стержнями,

второстепенных балок - каркасами

главных балок - отдельными стержнями.

. Полы линолеум по цем. - песч. выравнивающему слою 25 мм.

. Содержание пояснительной записки: Разбивка сетки колон и схема монолитного перекрытия. Конструкция и расчет плиты монолитного перекрытия, колонны нижнего этажа и фундамента под колонну. Определение конечной осадки фундамента колонны.

. Перечень графического материала. Представить на чертеже: План (перекрытия и фундаментов) и поперечный разрез здания (М 1: 200 или M 1: 400). Конструкции (опалубочный и арматурный чертежи) монолитного перекрытия: плит, второстепенной и главной балок, колонны, фундамента под колонну. Спецификацию арматуры, таблицу расхода материала на перекрытие, колонну, фундамент.

Аннотация

 

Целью данной работы является выполнение проекта по строительству 3-х этажного промышленного здания. Исходными данными являются: инженерно-геологические условия района строительства, размеры внутреннего помещения, а также временная и длительная нормативные нагрузки. Классы бетона, стали, и марку кирпича определяет проектировщик.

Расчетно-конструкторская работа состоит из следующих пунктов:

. Разбивка сетки колонн.

. Теплотехнический расчет ограждающих конструкций.

. Сбор нагрузок и статический расчет прочности плиты перекрытия, второстепенной балки, главной балки, колонны нижнего этажа и фундамента под железобетонную колонну.

. Выбор типа, глубины залегания и размеров фундаментов: столбчатого под колонну и ленточного под стену. Определение абсолютной осадки наиболее нагруженного фундамента.

. В графической части проекта указываются сечения и разрезы элементов здания, а также опалубочные и арматурные чертежи.

Die Inhaltsangabe

 

Ein Zweck der gegebenen Arbeit ist die Ausfürhrung des Projektes nach dem Bau drei Stocken des industriellen Gebäudes. Die Ausgangsdaten sind: die ingeniermässigen - geologischen Bedingungen des Bezirkes des Baues, die Umfänge des inneren Raumes, sowie die zeitweiligen und langwierigen normativen Belastungen. Die Klassen des Betons, wurden, und die Marke des Ziegels bestimmt der Entwurfsingenieur.rechen-konstruktionsarbeiten besteht aus den folgenden Punkten:

. Das Sperren des Netzes der Kolonnen.

. Die thermische technische Rechnung der beschützenden Konstruktionen.

. Die Sammeln der Belastungen und die statische Rechnung der Haltbarkeit der Platte der Überdeckung, des nebensächlichen Balles, des Hauptballes, der Kolonne des unteren Stockes und des Fundamentes unter die Stahlbetonkolonne.

. Die Wahl der Art, der Tiefe der Anordnung und der Umfänge der Fundamente: gleichartig der Säule unter die Kolonne und band - unter die Wand. Die Bestimmung die absoluten Ablagerungen des am meisten beladenen Fundamentes.

. Im graphischen Teil des Projektes werden die Schnitte und die Schnitte der Elemente des Gebäudes, sowie die Riße der Kapazität für den Beton und der Armatur bezeichnet.

Оглавление

 

1. Разбивка сетки колонн

2. Теплотехнический расчет ограждающих конструкций

2.1 Расчёт наружной стены промышленного здания

2.2 Расчёт покрытия кровли промышленного здания

3. Сбор нагрузок и статический расчет прочности панели, перекрытия, колонны нижнего этажа и фундамента под железобетонную колонну

3.1 Компоновка балочного перекрытия и назначение основных размеров элементов

3.2 Расчет плиты перекрытия

3.3 Определение расчетных размеров пролетов плиты

3.4 Расчет изгибающих моментов

3.5 Пример расчета для крайних пролетов второстепенных балок

3.6 Пример расчета для второго и предпоследнего пролетов второстепенных балок

3.7 Пример расчета для средних пролетов второстепенных балок

3.7 Проверка по проценту армирования

4. Расчет прочности второстепенной балки

4.1 Определение моментов и поперечных сил

4.2 Эпюра моментов, возникающих во второстепенной балке

4.3 Определение размеров сечения второстепенной балки

4.4 Расчет продольной рабочей арматуры

4.4 Расчет хомутов

5. Расчет прочности главной балки

5.1 Определение нагрузки действующей на главную балку

5.2 Определение моментов возникающих в главной балке и перерезывающих сил

5.3 Уточнение размеров главной балки

5.4 Расчет продольной рабочей арматуры

5.5 Расчет хомутов

6. Расчет колонны

6.1 Определение веса колонны

6.2 Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки

6.3 Определение гибкость колонны

6.4 Определение необходимой площади поперечного сечения арматуры

7. Расчет столбчатого фундамента под колонну

7.1 Расчет подошвы столбчатого фундамента

7.2 Глубина заложения фундамента

7.3 Определение глубины сезонного промерзания

7.4 Определение ширины подошвы фундамента

7.5 Длина стороны фундамента

7.6 Давление на подошву грунта

7.7 Полезная минимальная высота фундамента определяется из условия продавливания его колонной при действии расчётной нагрузки

7.8 Высота фундамента с учетом конструктивных требований

7.9 Армирование столбчатого фундамента по колонну

8. Определение осадки столбчатого фундамента методом послойного суммирования

Список использованных источников

1. Разбивка сетки колонн

В соответствии с заданием требуется спроектировать трехэтажное здание промышленного типа с размерами в плане между внутренними гранями стен L=33 м, В=27 м. Стены кирпичные несущие толщиной 510 мм. Привязка разбивочных осей стен принята равной 120 мм.

Оконные проемы в здании приняты шириной 3 м и высотой 1,2 м. Высота этажей между отметками чистого пола h_эт=3,9 м. Нормативная нагрузка на всех междуэтажных перекрытиях vⁿ=4,8 кН/м², в том числе кратковременная v_shⁿ=1,5 кН/м².

Междуэтажные железобетонные перекрытия опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны. Главные балки для придания сооружению большей жесткости расположены вдоль здания. Кровельное покрытие опирается только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы или балки. Промежуточные колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия второго этажа.

Классы бетона и арматуры выбираются проектировщиком в соответствии с действующими нормативными документами.

Состав пола на междуэтажных перекрытиях и на первом этаже принимается типовым в зависимости от назначения помещения и характера технологии производства в нем.

При рекомендуемой величине пролетов второстепенных балок от 5,0 до 7,0 м и главных балок - от 6,0 до 8,0 м в зависимости от интенсивности временной нагрузки на заданной длине здания в свету L=33м и ширине В=27 м принимаю 5 пролетов второстепенных балок по 5400 мм каждый и 5 пролетов главных балок по 6600 мм каждый. При рекомендуемом шаге второстепенных балок от 1,8 до 2,5 м принимаю шаг 2,2 м.

Разбивка сетки колонн представлена на эскизе, выполненном на миллиметровой бумаге.

2. Теплотехнический расчет ограждающих конструкций

Исходные данные.

Район: Московская область город Орел,

Режим: нормальный .

Таблица №1.

город	Температура наружного воздуха, град. Цельсия
	Среднегодовая	Наиболее холодной пятидневки	Максимальная наиболее жаркого периода	Максимальная Наиболее холодного периода
Орёл (Москва)	3,8	-30	23,7	-15

2.1 Расчёт наружной стены промышленного здания

Требуемое сопротивление теплопередаче.

Подбор параметров ограждающей конструкции производится по величине требуемого сопротивления теплопередаче , вычисляемой по формуле:

 (*) где

 - сопротивление теплопередаче ограждающей конструкции;

 - расчетная температура воздуха внутри помещения ();

 - минимальная температура наружного воздуха ();

фундамент колонна здание железобетонный

n - коэффициент, учитывающий расположение ограждающей конструкции, принимается по таблице СниП -3-79 (принимаем для наружных стен, кровли, полов над проездами n=1);

 - коэффициент теплопередачи, зависит от гладкости внутренней поверхности стен и потолков и принимает значения согласно СниП (для стен, полов, гладких потолков );

 - коэффициент теплоотдачи, определяется по СниП (для наружных стен и перекрытий над проездами);

 - нормативный температурный перепад между между температурой воздуха в помещении и температурой внутренних поверхностей ограждающих конструкций, принимается по СниП (исходя из условии "промышленные здания с нормальным режимом" принимаем );

R - термическое сопротивление материала конструкции, определяется по формуле

.

, где

 - толщина итого слоя, -теплопроводность для нормального режима и нормального климата, т.е. режим А:  - количество слоёв.

Зная , выведем из формулы (*) толщину материалов наружной стены:

где  - толщина наружной стены, отсюда,

.

Из сортамента строительных материалов выбираем кирпич глиняный в качестве материала стены, тогда

Теплотехнические характеристики кирпича глиняного полнотелого.

Таблица № 1.

Объемный вес,	Теплоусвоение S, Вт/ (м2*0С)	Теплопроводность λ,
1800	7,86	0,6

Подставляем эти значения в формулу (**):

Тогда толщина кладки (Она состоит из двух кирпичей по 250 мм, а также цементного слоя толщиной 10 мм) должна быть: =3

, что больше расчётного.

Вывод:

в качестве несущей стены принимаю кирпичную кладку в два полнотелых глиняных кирпича кирпича (объемный вес, ), на цементно-известковом растворе, т.к. такие растворы имеют хорошие прочностные характеристики, высокую морозостойкость и огнестойкость, относительно хорошо раскладываются на месте.

Состав раствора: 1: 0,2: 5 (цемент: известь: мелкий заполнитель).

Проверка.

.

Т.к.  - условие по теплопередаче ограждающей конструкции соблюдено, следовательно расчёт верен.

Тепловая инерция:

, где

 - термическое сопротивление i-ого слоя.

S₁=7,86 - теплоусвоение, Вт/ (м²*⁰С); δ₁=0,25 - толщина слоя из кирпича слоя, м; λ₁=0,6 - теплопроводность кирпича, Вт/ (м*⁰С).

2.2 Расчёт покрытия кровли промышленного здания

Требуемое сопротивление теплопередаче.

Подбор параметров ограждающей конструкции производится по величине требуемого сопротивления теплопередаче , вычисляемой по формуле:

 где

 - сопротивление теплопередаче ограждающей конструкции;  - расчетная температура воздуха внутри помещения ();  - минимальная температура наружного воздуха (); n - коэффициент, учитывающий расположение ограждающей конструкции, принимается по таблице СниП -3-79 (принимаем для кровли n=1);  - коэффициент теплопередачи, зависит от гладкости внутренней поверхности стен и потолков и принимает значения согласно СниП (гладких потолков );  - коэффициент теплоотдачи, определяется по СниП (для кровли );  - нормативный температурный перепад между между температурой воздуха в помещении и температурой внутренних поверхностей ограждающих конструкций, принимается по СниП (исходя из условии "промышленные здания с нормальным режимом" принимаем ); R - термическое сопротивление материала конструкции, определяется по формуле

.

,

где

 - толщина итого слоя,

-теплопроводность для нормального режима и нормального климата, т.е. режим А:

Зная , выведем из формулы (*) толщину материалов кровли:

где  - толщина утеплителя, отсюда,

.

Для утепления кровли применяем минераловату-маты, а для гидроизоляции - три слоя рубероида по битумной основе общей толщиной 15 мм.

Теплотехнические характеристики материалов утепления кровли.

Таблица № 2.

Материал.	Объемный вес,	Теплоусвоение S, Вт/ (м2*0С)	Теплопроводность λ,
Минераловата-маты	75	0,46	0,05
Битум	1400	5,79	0,23
Руберойд	600	3,06	0,15

Тогда,

 - минераловата-маты при плотности .

В качестве гидроизоляции:

 - рубероид при плотности  и -битум при плотности . Отсюда найдём среднее значение теплопроводности для гидроизоляции:  .

Подставляем эти значения в формулу (**):

Округляем полученное значение до величины, кратной 50 мм. Тогда, толщина слоя минераловаты должна быть не меньше 0,05 м

Проверка.

.

Т.к.  - условие по теплопередаче ограждающей конструкции соблюдено, следовательно, расчёт верен.

Тепловая инерция:

, где

 - термическое сопротивление i-ого слоя.

S₁= 0,46 - теплоусвоение минераловаты, Вт/ (м²*⁰С);

S₂= 4,425 - среднее теплоусвоение рубероида и битума, Вт/ (м²*⁰С);

δ₁= 0,05 - толщина минераловатного слоя, м;

δ₂= 0,015 - толщина трех слоев рубероида по битумной основе, м.

λ₁= 0,05 - теплопроводность минераловаты, Вт/ (м*⁰С;

λ₂= 0,19 - средняя теплопроводность рубероида и битума, Вт/ (м*⁰С).

,

, тогда,

Вывод: для утепления кровли применяем минераловату-маты, а для гидроизоляции - три слоя рубероида по битумной основе общей толщиной 15 мм.

В качестве заполнения оконных проемов выбираем остекление двойное в металлических рамах.

3. Сбор нагрузок и статический расчет прочности панели, перекрытия, колонны нижнего этажа и фундамента под железобетонную колонну

3.1 Компоновка балочного перекрытия и назначение основных размеров элементов

. Главные балки располагаю вдоль здания:

А) пролеты главных балок: l₁= l₂=l₃=l₄=l₅ =6600 мм;

Б) высоту поперечного сечения балки предварительно назначаю исходя из соотношения:

В) ширина главных балок:

Г) число главных балок:

Д) согласно сортаменту (в методичке прил.1) принимаю сечение главной балки:

. Второстепенные балки располагаю поперек здания, они опираются на главные балки:

А) пролеты второстепенных балок: l₁= l₂=l₃= l₄= l₅=5400 мм;

Б) высоту поперечного сечения второстепенной балки предварительно назначаю исходя из соотношения:

В) ширина второстепенных балок:

Г) число второстепенных балок:

Д) согласно сортаменту (в методичке прил.1) принимаю сечение главной балки:

е) Шаг второстепенных балок принимаю:

l₁=l₂=l₃=l₄=l₅= … = l₁₁= l₁₃=l₁₄=l₁₅=2200 мм =2,2 м.

За расчетные пролеты плиты принимаем: в средних пролетах - расстояния в свету между гранями главных балок, а в крайних - расстояния от граней главных балок до середины площадок опирания плиты на стену.

При ширине главных балок b=300 мм и глубине заделки плиты в стену a₃=120 мм, получим

Расчетные пролеты плиты в коротком направлении при ширине второстепенных балок (ориентировочно) 200 мм и глубине заделки плиты в стены а₃=120 мм

3.2 Расчет плиты перекрытия

Согласно нормативам минимальная толщина монолитных балочных плит междуэтажных перекрытий для промышленных зданий 60 мм, исходя из этого условия предварительно принимаю толщину перекрытия δ = 0,08 м и бетонного пола δ = 0,025 м.

Статический расчет.

Назначаем расчетную схему и подсчитываем нагрузки:

при расчете перекрытия выделяем выделяем (перпендикулярно второстепенным балкам) полосу шириной 1 м, которая и рассматривается как многопролетная нарезная балка, несущая постоянную и временную нагрузки.

Постоянная нагрузка.

Постоянная нагрузка в большинстве случаев бывает равномерно распределенной, а временная (полезная) может быть распределенной по любому закону или сосредоточенной.

Постоянная нагрузка состоит из веса плиты и веса пола:

вес плиты толщиной 80 мм при плотности 2500 кг/м³

вес пола из цементного раствора с затиркой при толщине стяжки 2,5 см и плотности 2200 кг/м³ и покрытый сверху не утепленным линолеумом "Классик", "елка" шир. 2м (Колпино), стоимостью от рулона за 1 кв. метр 71 рубль:

Тогда,

;

Вычисленные нагрузки представим в виде таблицы.

Таблица 1.

Нагрузка	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная
1. Собственный вес плиты	2000	1,1	2200
2. Собственный вес пола	570	1,2	684
Полная			2884
Временная (нормативная) 1. длительная 2. кратковременная	4800 1500	1,2 1,4	5760 2100
Полная			5760
Всего Q в расчёте на метр погонный			8624 Н/м

3.3 Определение расчетных размеров пролетов плиты

Толщина плиты монолитного перекрытия здания h_f=70 мм. Т.о., в общем случае панель плиты перекрытия опирается по двум сторонам контура на главные балки, а по двум другим - на второстепенные. Размер длинной стороны такой плиты соответствует пролету второстепенной балки, размер короткой стороны - шагу второстепенных балок. Т.к. , то такая плита работает, главным образом, в коротком направлении. Такие плиты наз. балочными плитами - их расчет с достаточной степенью точности можно свести к расчету балки с пролетом .

3.4 Расчет изгибающих моментов

Вырежем из монолитного перекрытия полосу шириной 1 метр и рассчитаем её как балку на 15 опорах, где опорами служат: по краям несущие стены, в центре - второстепенные балки. На рис.1 показана расчетная схема монолитной плиты перекрытия.

Величины расчетных изгибающих моментов в неразрезной балочной плите определяются с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций бетона и арматуры по формулам:

в крайних пролетах

 - СЕЧЕНИЕ 1

в средних пролетах и над средними опорами

 - СЕЧЕНИЕ 3

на второй и предпоследней опоре при армировании отдельными стержнями

 СЕЧЕНИЕ 2 (2)

Армирование плиты перекрытия.

Для монолитного железобетонного перекрытия принимаем бетон проектного класса по прочности на сжатие В25, коэффициент условий работы

R_b=0,9*14,5=13,05 МПа;

E_b=30000 МПа; R_bt=0,9*1,05=0,945 МПа.

Определение площади арматуры в расчетных сечениях.

3.5 Пример расчета для крайних пролетов второстепенных балок

Определение параметра  по наибольшему изгибающему моменту:

Где  - ширина плиты = 1м

 = 80-15 = 65 мм - рабочая высота полки

а - толщина защитного слоя

R_{b -} прочность бетона на сжатие.

По полученному  из таблицы [1] "Приложение 4" для  выбираем  = 0,965

Площадь арматуры для А-I (при армировании отдельными стержнями):

см , где

=225 МПа - прочность арматуры А-I на сжатие для диаметра 6 мм.

3.6 Пример расчета для второго и предпоследнего пролетов второстепенных балок

Определение параметра  по наибольшему изгибающему моменту:

По полученному  из таблицы [1] "Приложение 4" для  выбираем  = 0,975

Площадь арматуры для А-I:

см

3.7 Пример расчета для средних пролетов второстепенных балок

Определение параметра  по наибольшему изгибающему моменту:

По полученному  из таблицы [1] "Приложение 4" для  выбираем  = 0,985. Площадь арматуры для А-I:

см

Минимальный диаметр арматуры при армировании отдельными стержнями должен быть не менее 6 мм, а число распределительной арматуры - не менее 4 шт.

Таблица №2.

Сечение	M кН*м	, мм	A0	η	AS см2	Диаметр Стержня мм	Количество Стержней шт	AS ФАКТИЧ см2
1	3,66	65	0,077	0,96	2,6	6	10	2,83
2 (1)			0,048	0,975	2,03	6	8	2,26
3	-2,9		0,03	0,985	1,32	6	5	1,42

3.7 Проверка по проценту армирования

Оптимальным значение процента армирования является: μ₀=0,6÷0,9%. [методичка]

Процент армирования вычисляются из следующей зависимости:

μ=, где

 - площадь арматуры в крайнем пролете , м²

 - площадь бетона (при рабочей высоте плиты 65 мм), м²

μ=

Тогда,

Таблица №3.

Сечение	M кН*м	, мм	Пролет вт. б., м	AS см2	Диаметр Стержня Мм	Количество Стержней шт	Шаг установки арматуры, м	AS ФАКТИЧ см2
1	3,66	65	5,375	2,6	6	27	0,2	7,641
2 (1)			5,1	2,03	6	26	0,2	7,345
3	-2,9		5,1	1,32	6	26	0,2	7,345

Т.к. плита имеет толщину менее 15 мм, т на 1 м должно приходиться не менее 5 стержней арматуры.

Рис. 2 Схема армирования монолитной плиты.

4. Расчет прочности второстепенной балки

4.1 Определение моментов и поперечных сил

Второстепенная балка, крайними опорами которой служат стена, а промежуточными - главные балки - работает и рассчитывается как неразрезная многопролетная конструкция.

Расчетные средние пролеты исчисляются как расстояния в свету между гранями главных балок, а за расчетные крайние пролеты принимаются расстояния между гранями главных балок и серединами площадок опирания на стены.

При ширине ребер главных балок (ориентировочно) 300 мм и глубине заделки второстепенных балок в стены на 250 мм

Определение нагрузки действующей на второстепенную балку:

Принимаю следующие размеры второстепенной балки: высота 500 см, ширина 200 см. Материал второстепенной балки - тяжёлый бетон класса B25 и рабочая арматура класса А-III.

Нагрузка на второстепенные балки передается от плиты, причем при подсчете нагрузок неразрезностью плиты пренебрегают. Если на перекрытие действует равномерно распределенная нагрузка, то нагрузку на второстепенные балки также считают равномерно распределенной. Чтобы учесть упругое защемление второстепенных балок на опорах к постоянной нагрузке добавляют четверть временной. Таким образом, условные расчетные нагрузки [1, c.17]: расчетная нагрузка на погонный метр второстепенной балки, кН/м;

_;  [1] где

 - вес 1 м второстепенной балки, где

к=1,3 - коэффициент перегрузки;

γ_б=25 - объёмный вес бетона, кН/м³;

V_бал=0,1 - объём одного метра длинны второстепенной балки, м³/м;

, где

h_{вт. бал.} =0,5 - высота второстепенной балки без учета толщина плиты, м;

b_{вт. бал.} =0,2 - ширина второстепенной балки, м;

P_{вт. бал.} =1,3*25*0,1 =3,25 кН/м_пост=Р_пл + P_пол =2200+684=2884 - постоянная нагрузка на второстепенную балку, Н/м²;

_вт=2,2 - шаг установки второстепенных балок, м;

;  (2,5)

Вычисленные нагрузки представим в виде таблицы.

Таблица №3.

-	Нормативная нагрузка, Н/м2	Коэффициент надежности	Расчетная нагрузка, Н/м2
Постоянная
Собственный вес плиты	2000	1,1	2200
Собственный вес пола	570	1,2	684
Нормативная (длительная)			5760
Вес второстепенной балки	25000	1,3	3250 H/м
Всего Q в расчёте на метр погонный плиты			12763 Н/м

Расчетные изгибающие моменты и перерезывающие силы в неразрезных балках (табл.2 и табл.3) с равными или отличающимися не более чем на 10% пролетами (l_ср/l_кр=5,375/5,1=1,051,10) в соответствии с перераспределения усилий вследствие пластических деформаций определяются по таблицам для трехпролетной балки.

В случае действия на балку равномерно распределенной нагрузки:

,

где -табличные коэффициенты, учитывающие самые неблагоприятные условия, - принимаются в зависимости от значения отношения x/l (х - расстояние до рассматриваемого сечения, l - величина пролета) [1, c.18 и с.36 (прилож.2)].

Расчеты представляю в табличной форме:

Таблица №4.

	x/l	Влияние q		Влияние p				Расчетные моменты
Сечение		a	Mq, кHм	bxam	bnim	Mpmax, кHм	Mpmin, кHм	Mmax, кHм	Mmin, кHм
1	0,2	0,05589	20,7	0,0695	-0,0105	19,1	-2,9	39,7	17,8
2	0,4	0,0779	28,8	0,0989	-0,0211	27,1	-5,8	56,0	23,0
3	0,6	0,0568	21,0	0,0884	-0,0316	24,3	-8,7	45,3	12,3
4	0,8	-0,0042	-1,6	0,0381	-0,0423	10,5	-11,6	8,9	-13,2
5	0,9	-0,0497	-18,4	0,0183	-0,068	5,0	-18,7	-13,4	-37,0
6	1	-0,1053	-38,9	0,0144	-0,1196	4,0	-32,8	-26,0	-62,8
7	1,1	-0,0576	-19,2	0,014	-0,0717	3,5	-17,7	-15,7	-36,9
8	1,2	-0,02	-6,7	0,03	-0,05	7,4	-12,4	0,8	-19,0
9	1,4	0,0253	8,4	0,0726	-0,0474	17,9	-11,7	26,4	-3,3
10	1,5	0,0328	10,9	0,0789	-0,0461	19,5	-11,4	30,4	-0,5
11	1,6	0,0305	10,2	0,0753	-0,0447	18,6	-11,0	28,8	-0,9
12	1,8	-0,0042	-1,4	0,0389	-0,0432	9,6	-10,7	8,2	-12,1
13	1,9	-0,0366	-12,2	0,028	-0,0646	6,9	-16,0	-5,3	-28,1
14	2	-0,0799	-26,6	0,0323	-0,1112	8,0	-27,5	-10,1	-45,5
15	2,1	-0,0339	-11,3	0,0293	-0,0633	7,2	-15,6	-4,0	-26,9
16	2,2	0,0011	0,4	0,0416	-0,0405	10,3	-10,0	10,6	-9,6
17	2,4	0,0411	13,7	0,0895	-0,0385	22,1	-9,5	35,8	4,2
18	2,5	0,0461	15,3	0,0855	-0,0395	21,1	-9,8	36,5	5,6

За расчетные моменты у опор принимают их максимальные значение по граням главных балок

Таблица №5.

	x/l	Влияние q		Влияние p				Расчетные поперечные силы
Сече- ние		g	Qq, кН	sxam	snim	Qpmax, кН	Qpmin, кН	Qmax, кН	Qmin, кН
1	0,2	0,395	27,2	0,447	-0,053	22,8	-2,7	50,0	24,5
2	0,4	0, 195	13,4	0,273	-0,078	13,9	-4,0	27,4	9,4
3	0,6	-0,005	-0,3	0,147	-0,152	7,5	-7,8	7,2	-8,1
4	0,8	-0,105	-7,2	0,102	-0, 207	5,2	-10,6	-2,0	-17,8
5	0,9	-0,405	-27,9	0,026	-0,431	1,3	-22,0	-26,5	-49,9
6	1	-41,6	0,015	-0,62	0,8	-31,7	-40,9	-73,3
7	1,1	0,526	34,3	0,598	-0,072	29,0	-3,5	63,3	30,8
8	1,2	0,326	21,3	0,414	-0,088	20,1	-4,3	41,3	17,0
9	1,4	0,126	8,2	0,27	-0,143	13,1	-6,9	21,3	1,3
10	1,5	0,026	1,7	0,215	-0,188	10,4	-9,1	12,1	-7,4
11	1,6	-0,074	-4,8	0,171	-0,245	8,3	-11,9	3,5	-16,7
12	1,8	-0,274	-17,9	0,118	-0,392	5,7	-19,0	-12,2	-36,9
13	1,9	-0,374	-24,4	0,106	-0,48	5,1	-23,3	-19,3	-47,7
14	2	-0,474	-30,9	0,103	-0,577	5,0	-28,0	-26,0	-58,9
15	2,1	0,5	32,6	0,591	-0,091	28,6	-4,4	61,3	28,2
16	2,2	0,3	19,6	0,406	-0,106	19,7	-5,1	39,3	14,4
17	2,4	0,1	6,5	0,26	-0,16	12,6	-7,8	19,1	-1,2
18	2,5	0	0,0	0, 204	-0, 204	9,9	-9,9	9,9	-9,9

За расчетные поперечные силы у опор принимают их максимальные значение по граням главных балок:

 - у опор 1,0.

 - у опор 2,0.

4.2 Эпюра моментов, возникающих во второстепенной балке

Рис. 3 Расчетная схема второстепенной балки

Рис.4 Опалубочная схема второстепенной балки

При ширине главных балок b=300 мм и глубине заделки плиты в стену a₃=120 мм, получим

Результаты расчетов моментов приведены в таблице 3.

Таблица №6.

Пролет	1-2	2-3	3-4	4-5	5-6
Длина участка, мм	5375	5100	5100	5100	5375
Расчетный момент М, кН*м	56,0	30,4	36,5	30,4	56,0

4.3 Определение размеров сечения второстепенной балки

Принимаем для балки бетон класса В25 (как и для плиты) с R_b=14,5 МПа;

E_b=30000 МПа; R_bt=1,05 МПа. В качестве рабочей используем стержневую арматуру периодического профиля класса AIII с R_S=365МПа. Поперечная арматура - класса АI с R_S=255МПа.

Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b=200 мм

Рассчитаем относительную высоту сжатой зоны , принимаю для балки коэффициент армирования =1,2%

При ; тогда ([2] стр.30-31), A₀=0,3 (1-0,5*0,3) =0,255

Следовательно, расчетная высота сечения:

Для армирования второстепенной балки, принимаю стержни А III, диаметром d=16 мм, тогда, толщина защитного слоя бетона должна быть не менее диаметра арматуры. При ориентировочном диаметре стержней до 20 мм имеем:

Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры

Вывод: принятое ранее значение высоты второстепенной балки корректируем: принимаем с округлением до размера, кратного 100 мм, высоту второстепенной балки т.е. , ширину ребра b=200 мм.

4.4 Расчет продольной рабочей арматуры

В соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балкой, в пролетах располагается в растянутой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

В опорных сечениях плита расположена в сжатой зоне. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение.

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при /h=299/300=0,997 мм принимается равной:

, где

b-ширина второстепенной балки, мм.

При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при  расчетное сечение принимаем прямоугольным с шириной , а при  - тавровым.

А) Расчет продольной арматуры в средних пролетах:

М_ср=36,5 кНм - максимальный изгибающий момент в среднем пролете;

 - расчетная ширина полки;

мм - расчетная высота сечения второстепенной балки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 мПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной .

b-ширина полки, b=1900 мм;  соответствует  и .

, где

=365 МПа - прочность арматуры А-III на сжатие для диаметра 10-40 мм.

Принимаю 3 Ø14 AIII, при

Б) Расчет продольной арматуры в крайних пролетах:

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения:

 - максимальный изгибающий момент в крайнем пролете;

 - расчетная ширина полки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 МПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

 - расчетная высота сечения второстепенной балки;

,

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной полки

, где

 соответствует  и .

Принимаю 3 Ø14 AIII, при

Проверим условие:

x - величина относительной высоты сжатой зоны;

ξ_R - предельная относительная высота сжатой зоны;

, где

Характеристика сжатой зоны бетона:

w=a-0,008R_b=0,85-0,008*14,5=0,74

a =0,85 для сжатого бетона;

s_SR =R_S=365 - напряжение в арматуре принимаемое для A-III диаметром 10-40 мм, МПа;

s_SC=500 - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, МПа.

x<x_R - условие выполняется для обоих выше представленных пролетов, следовательно принятая стержневая арматура в корректировке не нуждается.

В) Расчет продольной арматуры - опора "В"

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения:

М_ср=30,4 кНм - максимальный изгибающий момент в среднем пролете;

 - расчетная ширина полки;

мм - расчетная высота сечения второстепенной балки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 мПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной .

 соответствует  и .

, где

=365 МПа - прочность арматуры А-III на сжатие для диаметра 10-40 мм.

Принимаю 2 Ø14 AIII, при  - для увязки диаметра стержней с соседним пролетом и тем самым для применения более длинных стержней.

Для крепления хомутов в пролетах балки, в верхней зоне принимаем конструктивно стержни класса AI d6.

 

.4 Расчет хомутов

, где

 - максимальная перерезывающая сила;

b-ширина ребра балки, b=200мм;

 - рабочая высота;

 - прочность бетона на растяжение

Условие выполняется, поэтому хомуты принимаем конструктивно с шагом 150мм, используя арматуру AI d6.

В балках высотой 150-300 мм хомуты, если они не требуются по расчету, должны быть поставлены у концов балки при равномерно распределенной нагрузке на длине, равной не менее1/4 пролета.

Расчет коэффициента А₀ приведен в таблице 4. Исходя из этих значений по таблице СНиП [2] выбираю коэффициент η.

Таблица №7.

	Участок 1-2	Участок 2-3	Участок 3-4
Промежуточный табличный (расчетный) коэффициент А0	0,03 (0,026)	0,01 (0,014)	0,02 (0,018)
Коэффициент η зависящий от А0	0,985	0,995	0,990

Расчетные значения площади поперечного сечения арматуры приведены в таблице 5

Таблица №8.

	Участок 1-2	Участок 2-3	Участок 3-4
Чисдо стержней арматура Ø14 АIII в пролете, шт.	3	2	3
Площадь поперечного сечения арматуры Аs, см2	4,62	3,08	4,62

Армирование второстепенной балки в продольном направление осуществляю двумя стальными стержнями из стали А-III, диаметром 14 мм в среднем пролете и тремя стальными стержнями из стали А-III, диаметром 14 мм в крайних и вторых от края пролетах. Толщина защитного слоя равна 25 мм.

Рис.5 Схема армирования второстепенной балки.

Нагрузка выдерживаемая арматурой больше нагрузок возникающих в пролете и на опорах. Арматура выдержит. Принимаю арматуру из стали класса A-I, диаметром 6 мм и шагом расстановки h/2=150 мм на при опорной части, 3*h/4=225 мм в пролётной части.

5. Расчет прочности главной балки

Принимаю главную балку со следующими геометрическими размерами: высота 700 мм, ширина 300 мм. Для главной балки принимаю тяжёлый бетон класса B25 со следующими характеристиками: расчетное сопротивление сжатию R_t=14,5 МПа, растяжению R_bt=1,05 Мпа. В качестве арматуры применяю стержни из стали А-II с расчётным сопротивлением растяжению R_sw=280 Мпа.

5.1 Определение нагрузки действующей на главную балку

Нагрузка на главную балку передается от второстепенных в виде в виде сосредоточенных сил P и G.

 

, где

G - постоянная нагрузка на главную балку, кН;

=35,64 - грузовая площадь, м²;

G_пл - постоянная нагрузка от плиты:

_пл. =Q_пост*S= 2,884*35,64=102,8 кН

_гл - постоянная нагрузка от главной балки, кН;

, где

_{гл. бал.} =6,6 - длина главной балки, м;

Вес главной балки:

, где

Объём главной балки, м³:

, где

h_{гл. бал.} =0,7 - ориентировочная высота главной балки, м;

b_{гл. бал.} =0,3 - ориентировочная ширина главной балки, м;

к=1,3 - коэффициент перегрузки;

γ_б=25 - объёмный вес бетона, кН/м³;

Тогда,

_вт - постоянная нагрузка от второстепенной балки, кН;

, где

P_{вт. бал. -} вес второстепенной балки, кН/м;

l_{вт. бал.} =5400 - длина второстепенной балки, м;

, где

 - площадь поперечного сечения второстепенной балки, м³, где h_{вт. бал.} =0,3 - высота второстепенной балки, м;

b_{вт. бал.} =0,2 - ширина второстепенной балки, м. Тогда,

P - расчетная полезная нагрузка:

, где

р =5,76 - нормативная нагрузка на междуэтажное перекрытие, кН/м².

Полная нагрузка:

5.2 Определение моментов возникающих в главной балке и перерезывающих сил

Для расчета главных балок требуется построить огибающие эпюры моментов и поперечных сил. При равных пролетах главных балок для построения эпюры М и Q воспользуемся готовыми таблицами (прил.6) [1].

В случае действия на балку равномерно распределенной нагрузки  и

, имеем:

При ориентировочной ширине колонны b=300 мм, ширине пилястра 250 мм и глубине заделки плиты в стену a₃=120 мм, получим

Изгибающие моменты.

Таблица №9.

Сече ние		Влияние Q		Влияние р				Расчетные моменты
		a	Mq, кH×м	bxam	bnim	Mpmax, кH×м	Mpmin, кH×м	Mmax, кH×м	Mmin, кH×м
1	0	0	0,0	0	0	0,0	0,0	0,0	0,0
2	0,33	0,24	255,5	-0,05	396,2	-64,9	651,7	190,6
3	0,66	0,146	155,4	0,24	-0,09	331,4	-129,8	486,8	25,6
4	1	-0,28	-299,1	0,038	-0,32	52,5	-440,4	-246,7	-739,6
5	1,33	0,076	79,4	0, 205	-0,13	277,8	-174,8	357,2	-95,4
6	1,66	0,099	103,4	0,216	-0,12	292,7	-158,5	396,1	-55,1
7	2	-0,21	-220,4	0,086	-0,3	116,5	-402,4	-103,9	-622,9
8	2,33	0,123	128,5	0,228	-0,11	308,9	-142,3	437,4	-13,8
9	2,66	0,123	128,5	0,228	-0,11	308,9	-142,3	437,4	-13,8
10	2	-0,21	-220,4	0,086	-0,3	116,5	-402,4	-103,9	-622,9
11	1,66	0,099	103,4	0,216	-0,12	292,7	-158,5	396,1	-55,1
12	1,33	0,076	79,4	0, 205	-0,13	277,8	-174,8	357,2	-95,4
13	1	-0,28	-299,1	0,038	-0,32	52,5	-440,4	-246,7	-739,6
14	0,66	0,146	155,4	0,24	-0,09	331,4	-129,8	486,8	25,6
15	0,33	0,24	255,5	0,287	-0,05	396,2	-64,9	651,7	190,6
16	0	0	0,0	0	0	0,0	0,0	0,0	0,0

Расчетными моментами в пролетах считаются максимальные положительные моменты, а на опорах - моменты у граней колонн:

, где

 - ширина колонны;

 - наименьшая поперечная сила справа или слева от опоры;

 - момент на оси опоры (с его знаком).

У опоры 1:

У опоры 2:

Перерезывающие силы.

Таблица №10.

Сече- ние		Влияние q		Влияние p				Расчетные поперечные силы
		g	Qq, кН	smax	smin	Qpmax, кН	Qpmin, кН	Qmax, кН	Qmin, кН
1	0	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1
2	0,33	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1
3	0,66	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1
4	1	-1,281	-202,8	0,038	-1,319	7,8	-270,8	64,9	-233,4
5	1,33	1,07	169,4	1,262	-0, 191	259,1	-39,2	428,5	130,2
6	1,66	1,07	169,4	1,262	-0, 191	259,1	-39,2	428,5	130,2
7	2	-0,93	-147,2	0,274	-1, 204	56,3	-247,2	64,9	30,8
8	2,33	-0,93	-147,2	0,274	-1, 204	56,3	-247,2	-91,0	-394,4
9	2,66	-0,93	-147,2	0,274	-1, 204	56,3	-247,2	-91,0	-394,4
10	2	-0,93	-147,2	0,274	-1, 204	56,3	-247,2	64,9	30,8
11	1,66	1,07	169,4	1,262	-0, 191	259,1	-39,2	428,5	130,2
12	1,33	1,07	169,4	1,262	-0, 191	259,1	-39,2	428,5	130,2
13	1	-1,281	-202,8	0,038	-1,319	7,8	-270,8	64,9	-233,4
14	0,66	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1
15	0,33	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1
16	0	0,719	113,8	0,860	-0,140	176,6	-28,7	290,4	85,1

За расчетные поперечные силы у опор принимают их максимальные значение по граням главных балок:

, где

 - наибольшая поперечная сила справа или слева от оси опоры.

5.3 Уточнение размеров главной балки

Для главной балки принимаю тяжёлый бетон класса B25 со следующими характеристиками: расчетное сопротивление сжатию R_b=14,5 МПа, растяжению R_bt=1,05 МПа. В качестве рабочей используем стержневую арматуру периодического профиля класса AIII с R_S=365МПа. Поперечная арматура - класса АI с R_S=255МПа. Необходимую высоту балки определяем по максимальному опорному моменту, задавшись шириной ребра b=300 мм

Рассчитываем относительную высоту сжатой зоны , принимаю для балки коэффициент армирования =1,6 %

При ; тогда ([2] стр.30-31), A₀=0,4* (1-0,5*0,4) =0,32

Следовательно, расчетная высота сечения:

Полученное значение удовлетворяет принятым ранее размерам главной балки 300х700 мм.

Для армирования второстепенной балки, принимаю стержни А III, диаметром d=22 мм, тогда, толщина защитного слоя бетона должна быть не менее диаметра арматуры. При ориентировочном диаметре стержней до 25 мм имеем:

Полная высота сечения при однорядном расположении стержней продольной арматуры

Принятые размеры сечения проверяем по максимальной поперечной силе:

Проверка показала, что выбранное поперечное сечение главной балки удовлетворяет условиям нагружения.

Вывод: принятое ранее значение ширины и высоты главной балки корректируем: принимаем с округлением до размера, кратного 50 мм, 300х750 мм.

Таблица №11.

Пролет	1-2	2-3	3-4	4-5	5-6
Длина участка, мм	6575	6300	6300	6300	6575
Расчетный момент М, кН*м	651,7	396,1	437,4	396,1	651,7

5.4 Расчет продольной рабочей арматуры

В соответствии с эпюрами моментов плита, работающая совместно с балками, в пролетах располагается в растянутой зоне, поэтому за расчетное принимается тавровое сечение с полкой в сжатой зоне.

В опорных сечениях плита расположена в сжатой зоне. Поэтому вблизи опор за расчетное принимается прямоугольное сечение.

Расчетная ширина полки в элементе таврового сечения при /h=717/750=0,956 мм принимается равной:

, где

b-ширина главной балки, мм.

При расчете продольной арматуры в пролете второстепенной балки при  расчетное сечение принимаем прямоугольным с шириной , а при  - тавровым.

А) Расчет продольной арматуры в средних пролетах:

М_ср=437,4 кНм - максимальный изгибающий момент в среднем пролете;

 - расчетная ширина полки;

мм - расчетная высота сечения главной балки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 мПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной .

b-ширина полки, b=2600 мм;

 соответствует  и .

, где

=365 МПа - прочность арматуры А-III на сжатие для диаметра 10-40 мм.

Принимаю 2 Ø36 AIII, при

Б) Расчет продольной арматуры в крайних пролетах:

М_ср=651,7 кНм - максимальный изгибающий момент в среднем пролете;

 - расчетная ширина полки;

мм - расчетная высота сечения главной балки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 мПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной .

b-ширина полки, b=2600 мм;

 соответствует  и .

, где

=365 МПа - прочность арматуры А-III на сжатие для диаметра 10-40 мм. Принимаю 3 Ø36 AIII, при . Проверим условие:

x - величина относительной высоты сжатой зоны;

ξ_R - предельная относительная высота сжатой зоны;

, где

Характеристика сжатой зоны бетона:

w=a-0,008R_b=0,85-0,008*14,5=0,74

a =0,85 для сжатого бетона;

s_SR =R_S=365 - напряжение в арматуре принимаемое для A-III диаметром 10-40 мм, МПа;

s_SC=500 - предельное напряжение в арматуре сжатой зоны, МПа.

x<x_R - условие выполняется для обоих выше представленных пролетов, следовательно принятая стержневая арматура в корректировке не нуждается.

В) Расчет продольной арматуры - опора "В"

М_ср=396,1 кНм - максимальный изгибающий момент в среднем пролете;

 - расчетная ширина полки;

мм - расчетная высота сечения главной балки;

 - толщина плиты перекрытия;

R_b=14,5 мПа - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельных состояний первой группы;

Из неравенства следует, что нейтральная ось будет проходить в полке и сечение будет рассчитано как прямоугольное с шириной .

b-ширина полки, b=2600 мм;

 соответствует  и .

, где

=365 МПа - прочность арматуры А-III на сжатие для диаметра 10-40 мм.

Принимаю 2 Ø36 AIII, при

Для крепления хомутов в пролетах балки, в верхней зоне принимаем конструктивно стержни класса AI d12.

5.5 Расчет хомутов

, где

 - максимальная перерезывающая сила;

b-ширина ребра балки, b=300мм;

 - рабочая высота;

 - прочность бетона на растяжение

Условие выполняется, поэтому хомуты принимаем конструктивно с шагом 150 мм, используя арматуру AI d6.

В балках высотой 150-300 мм хомуты, если они не требуются по расчету, должны быть поставлены у концов балки при равномерно распределенной нагрузке на длине, равной не менее 1/4 пролета.

Расчет коэффициента А₀ приведен в таблице 4. Исходя из этих значений по таблице СНиП [2] выбираю коэффициент η.

Таблица №4.

	Участок 1: 2	Участок 2-3	Участок 3-4
Промежуточный табличный (расчетный) коэффициент А0	0,04 (0,037)	0,02 (0,022)	0,02 (0,025)
Коэффициент η зависящий от А0	0,980	0,990	0,990

Расчетные значения площади поперечного сечения арматуры приведены в таблице 5

Таблица №5.

	Участок 1: 2	Участок 2-3	Участок 3-4
Чисдо стержней арматура Ø14 АIII в пролете, шт.	3	2	2
Площадь поперечного сечения арматуры Аs, см2	30,54	20,36	20,36

Армирование второстепенной балки в продольном направление осуществляю двумя стальными стержнями из стали А-III, диаметром 32 мм в среднем пролете и во вторых от края пролетах, тремя стальными стержнями из стали А-III, диаметром 36 мм в крайнихпролетах. Толщина защитного слоя равна 51 мм.

Нагрузка выдерживаемая арматурой больше нагрузок возникающих в пролете и на опорах. Арматура выдержит. Принимаю арматуру из стали класса A-I, диаметром 12 мм и шагом расстановки h/3=250 мм на при опорной части, 3*h/4=600 мм в пролётной части.

6. Расчет колонны

Принимаем к расчету наиболее нагруженную колонну среднего ряда. Расчет прочности колонны производим в наиболее нагруженном сечении - у обреза фундамента.

Нагрузку на колонну с учетом ее веса определяем от трех вышележащих междуэтажных перекрытий (нагрузка от кровли передается на наружные кирпичные стены). В качестве расчетной схемы колонны условно принимаем сжатую со случайным эксцентриситетом стойку, защемленную в уровне обреза фундамента и шарнирно закрепленную в уровне середине высоты главной балки.

Исходя из условий задания принимаю колонну с размерами: ширина 300 мм, длина 300мм, защитный слой составляет а=30 мм. Бетон класса В25 с R_b=14,5 мПа; R_bt=1,05 мПа; E_b=27*10³ мПа; где . Арматура класса AIII c R_S=R_SC=365Мпа, E_S=20*10⁴Мпа. Грузовая площадь колонны при сетке колонн 6,6х5,4 равна: S_гр=35,64 м².

Сбор временных и постоянных нагрузок на колонну указан в таблице 14, т.е. на одно междуэтажное перекрытие.

Таблица 14

Вид нагрузки	Расчетная нагрузка q, кН
Постоянная нагрузка
1) Плита перекрытия с бетонным полом	102,8
3) Второстепенная балка	10,53*4=42,1
3) Главная балка γ=2.5 т/м3, δ=0.6м	45
Итого	190
Временная нагрузка
Длительная в том числе с кратковременной	205,3
Всего Q	395

6.1 Определение веса колонны

Второго этажа

_к2 - собственный вес колонны второго этажа, кН;

b_к=0.3 - ширина колонны, м;

h_k=0.3 - высота колонны, м;

H_к=3,9-0,025-0,08-0,7=3,095 - длина колнны, м;

ρ=25 - удельный вес ж/б, кН/м²;

γ_f=1.3 - коэффициент перегрузки.

Первого этажа

_ф=0,65 - высота фундамента, м.

Подсчет расчетной нагрузки на колонну:

Таблица 19

Этаж	Собственный вес колонны, кН	Расчетная суммарная нагрузка, кН
		От веса междуэтажного перекрытия	Полная (N)
2	9,1	395	404,1
1	11+9,1=20,1	790	810,1

6.2 Случайный эксцентриситет в приложении сжимающей нагрузки

e_a=>h_e/30=300/30=10мм; e_a=>l₀/600=5440/600=9,07мм; e₀=e_a=10мм;

Принимаем e₀=e_a=10мм.

 

.3 Определение гибкость колонны

Расчетная длина колонны нижнего этажа:

l₀=1,0 (h_ЭТ+0,7-h_п) =1,0 (3,9+0,65-0,8) =3,75 м

где h_ЭТ=3,9 м - высота этажа по заданию; 0,65 м - расстояние от обреза фундамента до уровня чистого пола; h_П - высота пола, плиты, главной балки.

 

 

λ - гибкость колонны.

Т.к. l<20 то такая колонна может считаться как центрально-сжатая (без учета случайного эксцентриситета).

Предварительное назначение размеров колонны

,

где j - коэффициент продольного изгиба, j=1; g_b=1 - коэффициент условия работы, для колонн с сечением h>200 мм.

Тогда

,

где m - коэффициент армирования. Определяем размеры сторон колонны. Окончательно принимаем b=h=0,3 м.

 

.4 Определение необходимой площади поперечного сечения арматуры

Определяем в первом приближении площадь сечения сжатой арматуры при :

=810,1 - полная нагрузка на колонну, кН;

R_s=365000 - предел прочности стали на сжатие, кПа;

R_b=14500 - предел прочности бетона на сжатие, кПа:

Из расчета видно, что продольной арматуры в колонне не требуется, то конструктивно предварительно принимаем 4 стержня Æ12 сечением

Отношение нагрузок:

 и

 

Согласно СНиП [3] φ_b=0,888, φ_r=0,90.

Коэффициент

Коэф. Φ

.

Условие  соблюдено.

Определяем площадь сечения сжатой арматуры:

Окончательно принимаю 4 стержня арматуры класса AIII Æ12 сечением . Проверяем процент армирования: , что удовлетворяет минимальному проценту армирования. Поперечную арматуру принимаем конструктивно с шагом h, исходя из следующих условий:

)

)

Принимаю поперечную арматуру из стали класса A-II, диаметром 12мм, с шагом между поперечными стержнями равным 240 мм. Толщину защитного слоя принимаю равной 30 мм. Продольную и поперечную арматуру объединяют в пространственный каркас.

Несущая способность проармированной колонны

Где: h - коэффициент, учитывающий соотношение расчетной нагрузки к нагрузке, которая может быть рассчитана в данном сечении, h=1.

N_р> N₁, следовательно колонна первого этажа проармирована верно.

7. Расчет столбчатого фундамента под колонну

Расчет фундамента выполняем под колонну среднего ряда, которая работает как центрально сжатый элемент. Фундамент под колонну среднего ряда считается как центрально-загруженный.

7.1 Расчет подошвы столбчатого фундамента

Усилия от нормативной нагрузки определяются приблизительно, путём деления расчётных нагрузок на средний коэффициент надежности по нагрузке:

γ_н=1.15 - средний коэффициент надежности по нагрузке;

7.2 Глубина заложения фундамента

Глубина заложения фундамента d определяется с учетом:

конструктивных особенностей сооружения;

глубины заложения соседних фундаментов и прокладки коммуникаций;

рельефа, характера напластования и свойств грунтов;

гидрогеологических условий;

глубины сезонного промерзания грунтов.

7.3 Определение глубины сезонного промерзания

d_fn=1,2 - нормативная глубина сезонного промерзания, м; к_n=0,6 - коэффициент характеризующий параметры эксплуатации здания. Глубина фундамента должна быть больше 0.9м. Принимаю глубину заложения фундамента 1,5 м. Защитный слой бетона принимаю равным a₀=3,5 см, так как будет производиться подготовка по грунту, толщиной слоя 10 см

7.4 Определение ширины подошвы фундамента

м.,

где

расчётное сопротивление грунта (принимается по СНиП МПа - пески пылеватые маловлажные плотные). глубина заложения фундамента. м. удельный вес грунта на обрезок фундамента.  кН/м³.

7.5 Длина стороны фундамента

При центрально-загруженном фундаменте принимаем квадратную форму основания фундамента.

Длина стороны фундамента:

а_ф = Ö А_ф = 1,6 м

Принимаем фундамент: 1,6´1,6 м и А_ф = 2,6 м²

7.6 Давление на подошву грунта

_гр = N_ф/ А_ф = 704/2,6 = 270,77 кН/м²

Принимаем бетон В15 с прочностью на одноосное сжатие R_b = 8.7 МПа, нормативным сопротивление бетона при растяжении R_bt = 0.75 МПа и рабочую арматуру А-II с расчетным сопротивлением растяжению R_S = 280 МПа.

7.7 Полезная минимальная высота фундамента определяется из условия продавливания его колонной при действии расчётной нагрузки

7.8 Высота фундамента с учетом конструктивных требований

h_ф = h₀ + a = 0,33 + 0,04 = 0,4 (0,37) м.

Конструктивно принимаю высоту ступеньки h₁ = 20 см; h₂ = 20 см

Конструктивно принимаю высоту ступеньки h₁ = 20 см; h₂ = 20 см.

Рис.6 Расчетная схема фундамента

7.9 Армирование столбчатого фундамента по колонну

Фундамент рассчитывается как центрально нагруженный.

Нагрузка на фундамент с учетом собственного веса фундамента:

N_ф1 = N₁ + V_ф g_б = 704+ (0,896+0,47+0,06) * 25 = 1060,5 кН.

Площадь сечения арматуры фундамента находим из расчета нормальных сечений I-I и II-II по изгибающим моментам, определяется как для консолей от действия давления грунта по подошве фундамента. Значение моментов находим на всю ширину фундамента

М_I = 0.125*P_гр* (а_ф - h_k) ² *b_ф = 0.125 * 271 * (1,6 - 0,3) ²* 1,6 = 91,6 кН*м

М_II = 0.125* P_гр* (а_ф - a₁) ² *b_ф = 0.125 * 271 * (0,9-0,3) ² * 0,9 = 11 кН*м

Площадь сечения арматуры на всю ширину фундамента

A_SI = М_I/ R_S * 0.9 * h₀ = 91,6 * 10^4/0.9 * 0.2 * 280 * 10³ = 18,175 cм²_SII = М_II/ R_S * 0.9 * h_0I = 11 * 10^4/0.9 * 0.2 * 280 * 10³ = 2,183 cм²

Армирую фундамент 8 стержнями по одной стороне и 8 по другой  14 мм класса А-II с общей A_S^Ф = 24.62 см².

8. Определение осадки столбчатого фундамента методом послойного суммирования

h_ф=1,5 м; h₁=2,4 м; h₂=3,5 м; h₃=4,7 м; мощность подстилающих грунтов грунтов. ₁ = 12,3 кН/м³; ₂ = 17,9 кН/м³; ₃ = 18,0 кН/м³; Е₁ = 8 МПа; Е₂ = 32 МПа; Е₃ = 40 МПа; Е₄ = 18 МН/м²; Е₅ = 13 МН/м². N = 704 кН;

F_ф = l*b=1,6 м*1,6 м

Допустимая осадка [S] = 8см (для промышленных зданий).

. Вычисления:

Метод заключается в том, что весь массив разбивается на маленькие слои. Мощность каждого разбиваемого слоя должна находиться в интервале: -ширина фундамента (1,6м).

А) Напряжения на нулевые отметки грунтов на основании:

Где h_ф - высота основания фундамента,

h_n - высота n-ого слоя,

γ_n - объемный вес (плотность) пород n слоя.

σ_zg⁰ = h_фγ_гр = h₁γ₁ + (h_ф - h₁) γ₂ = 1,5*12,3 = 18,45 (кН/м²)

Б) Величина напряжения от дополнительно приложенной нагрузки:

σ_zp⁰ = N/F_ф = 704/2,56 = 275 (кН/м²),

где N - нагружающая сила; F_ф - площадь основания фундаментов.

Напряжения на межслоевых отметках грунтов после подошвы фундамента, показывают зависимость увеличения напряжений с увеличением глубины залегания грунта:

σ_zg¹ = σ_zg⁰ + h₁^| γ₁ = 18,45 + 0,5*12,3 = 24,6 кН/м²

σ_zg² = σ_zg¹ + h₂^| γ₁ = 24,6 + 0,4*12,3 = 29,52 кН/м²

σ_zg³ = σ_zg² + h₃^| γ₂ = 29,52 + 0,6*17,9 = 40,26 кН/м²

σ_zg⁴ = σ_zg³ + h₄^| γ₂ = 40,26 + 0,6*17,9 = 51 кН/м²

σ_zg⁵ = σ_zg⁴ + h₅^| γ₂ = 51 + 0,6*17,9 = 61,74 кН/м²

σ_zg⁶ = σ_zg⁵ + h₆^| γ₂ = 61,74 + 0,6*17,9 = 72,48 кН/м²

σ_zg⁷ = σ_zg⁶ + h₇^| γ₂ = 72,48 + 0,6*17,9 = 83,22 кН/м²

σ_zg⁸ = σ_zg⁷ + h₈^| γ₂ = 83,22 + 0,5*17,9 = 92,17 кН/м²

σ_zg⁹ = σ_zg⁸ + h₉^| γ₃ = 92,17 + 0,6*18,0 = 102,97 кН/м²

σ_zg¹⁰ = σ_zg⁹ + h₁₀^| γ₃ = 102,97 + 0,6*18,0 = 113,77 кН/м²

σ_zg¹¹ = σ_zg¹⁰ + h₁₁^| γ₃ = 113,77 + 0,6*18,0 = 124,57 кН/м²

σ_zg¹² = σ_zg¹¹ + h₁₂^| γ₃ = 124,57 + 0,6*18,0 = 135,37 кН/м²

σ_zg¹³ = σ_zg¹² + h₁₃^| γ₃ = 135,37 + 0,6*18,0 = 136,17 кН/м²

σ_zg¹⁴ = σ_zg¹³ + h₁₄^| γ₃ = 136,17 + 0,6*18,0 = 146,97 кН/м²

σ_zg¹⁵ = σ_zg¹⁴ + h₁₅^| γ₃ = 146,97 + 0,6*18,0 = 157,77 кН/м²

σ_zg¹⁶ = σ_zg¹⁵ + h₁₆^| γ₃ = 157,77 + 0,5*18,0 = 166,77 кН/м²

 

Z_n - толщина n слоёв

Z1, м	Z2, м	Z3, м	Z4, м	Z5, м	Z6, м	Z7, м	Z8, м
0,5	0,9	1,5	2,1	2,7	3,3	3,9	4,4

Z9, мZ10, мZ11, мZ12, мZ13, мZ14, мZ15, мZ16, м
5,0	5,6	6,2	6,8	7,4	8,0	8,6	9,1

ζ = 2Z/b, где

b - ширина площадки загружения (1,6м);

Z - вертикальная координата точки, где определяются напряжения.

ζ 1ζ 2ζ 3ζ 4ζ 5ζ 6ζ 7ζ 8
0,3	1,1	1,9	2,6	3,4	4,1	4,9	5,5

ζ 9ζ 10ζ 11ζ 12ζ 13ζ 14ζ 15ζ 16
6,3	7	7,8	8,5	9,3	10	10,8	11,4

η = l/b=1,6/1,6=1 - отношение сторон фундамента, где bиl - соответственно ширина и длина площади загружения.

В соответствии с ζ и η вибираем коэффициент α_i и находим напряжения, возникающие в грунтах в точках

σ_zp¹ = σ_zp⁰*α₁ = 275*0,8 = 220 кН/м²

σ_zp² = σ_zp⁰*α₂ = 275*0,4 = 110 кН/м²

σ_zp³ = σ_zp⁰*α₃ = 275*0,297 = 81,7 кН/м²

σ_zp⁴ = σ_zp⁰*α₄ = 275*0,21 = 57,75 кН/м²

σ_zp⁵ = σ_zp⁰*α₅ = 275*0,15 = 41,25 кН/м²

σ_zp⁶ = σ_zp⁰*α₆ = 275*0,103 = 28,33 кН/м²

σ_zp⁷ = σ_zp⁰*α₇ = 275*0,084 = 23,1 кН/м²

σ_zp⁸ = σ_zp⁰*α₈ = 275*0,065 = 17,88 кН/м²

σ_zp⁸ ≤ 0,2 σ_zg⁸

,88 кН/м² < 18,43 кН/м² - Из этого условия следует, что ниже 8-й

прослойки (h₈^|), т.е. ниже 5,5м от подошвы фундамента, осадка грунта будет незначительной. Поэтому рассчитываем осадку в пределах 8 прослоек.

S_i =β (σ_zpср h_i^|) /E_i - осадка в пределах i-й прослойки, где

β = 0,8 - безразмерный коэф., равный всегда одной величине.

σ_{zpср -} среднее значение выше рассчитанных напряжений.

σ_zpсрⁱ = (σ_zp^i-1 + σ_zpⁱ) /2 - среднее значение напряжения i-ой прослойки.

S₁ = (βσ¹_zpсрh₁^|) /E₁ =  =  = 0,0099м

S₂ = (βσ²_zpсрh₂^|) /E₁ =  = 0,0066м₃ = (βσ_zpср³h₃^|) /E₂ =  = 0,0014м₄ = (βσ_zpср⁴h₄^|) /E₂ =  = 0,00105м₅ = (βσ_zpср⁵h₅^|) /E₂ =  = 0,00074м₆ = (βσ_zpср⁶h₆^|) /E₂ =  = 0,00052м₇ = (βσ_zpср⁷h₇^|) /E₂ =  = 0,00039м₈ = (βσ_zpср⁸h₈^|) /E₅ =  = 0,00026м= S₁ + S₂ + … + S₈ - осадка грунта в пределах 8 прослоек.

S = (9,9 + 6,6 + 1,4 + 1,05 + 0,74 + 0,52 + 0,39 + 0,26) *10^-3 = 20,86*10^-3м = 2,1см - это осадка грунта до глубины 4,4 м от подошвы фундамента.

S < [S], т.е.2,1 см < 8 см

Вывод: осадка почвы под фундаментом меньше предельно допустимой, следовательно, грунты пригодны для данного строительства, т.е. способны выдерживать нагрузки, передаваемые через фундамент, от вышестоящего сооружения.

Список использованных источников

1.      В.Н. Очнев, Н.С. Конокотов. "Строительное дело. Методические указания к курсовому проектированию для студентов дневной и заочной форм обучения специальности 090400". СПГГИ, 2001 г.

2.      Проектирование монолитных железобетонных перекрытий: Методические указания по курсовому проектированию для студентов специальности 090400 - Шахтное и подземное строительство дневной и заочной форм обучения / Санкт-Петербургский государственный горный институт. Сост.: В.Н. Очнев, И.Н. Булычев. - СПб., 2000 г.

.        Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. Учебник для вузов. - 4-е изд., перераб. - М.: Стройиздат, 1985.728 с.

.        СНиП 2.03.01. - 84. Бетонные и железобетонные конструкции.М., 1985.

.        СНиП II-3-79. Строительная теплотехника.М., 1986.

.        СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.М., 1984.

.        СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений.М., 1984.

.        Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. М.: Стройиздат, 1975.192 с.

.        Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения). М.: Стройиздат, 1978.174 с.

.        М.В. Берлинов "Основания и фундаменты" учебник для вузов, издательство "Высшая школа", 1988 г.

.        И.А. Шерешевский "Конструирование промышленных зданий и сооружений", Ленинград "Стройиздат", 1979 г.