Материалы

Таблица №1

Р =(g+ V)=6, 95 кН/м² Расчетная нагрузка

P_n=(g_n+Vn)=5.69кН/м² Нормативная нагрузка

Р_L= (g+V_L)=5.15+0.9=6.05 кН/м² Длительная расчетная нагрузка

Состав пола

2. Прослойка из быстротвердеющей мастики

3. Стяжка из цементного раствора марки 150

4. Водонепроницаемая бумага 1 слой

5. Звукоизоляционный слой

6. Железобетонная многопустотная плита перекрытия

Таблица № 2

Р_n= (g_n + Vn) = 7, 9 кН/м² -Нормативная нагрузка

Р= (g + V) = 9, 1кН/м² -Расчетная полная нагрузка

Р_L= Р -Р_кр =9, 1-1, 56-0, 65=6, 89 кН/м² -Расчетная длительная нагрузка

Р_кр=1, 56 + 0, 65 =2, 21 кН/м² -Кратковременная нагрузка

Определение грузовой площади

N_L=382, 6 кН

N=501, 8 кН

N_ser= N_ng_f =501, 8 кН – расчетная нагрузка для второй группы предельных состояний.

=1 – коэффициент надёжности по нагрузке для второй группы предельных состояний.

Таблица № 4

g=52960 Н/м =52, 96 кН/м – расчетная нагрузка на ригель(балку)

g_n=46100 Н/м =46, 1 кН/м – нормативная нагрузка на ригель(балку)

g_n= Р_nL₂g_n = 7, 8´ 5´ 0.95=39 ´ 0.95=37, 05 кН/м

где: L₁ =5м– пролет балки (ригеля)

L₂ =5м– шаг балок (ригеля)

g_n – коэффициент надежности по назначению здания

g_n= 0.95 для зданий 2-го класса ответсвенности

Расчетный максимальный изгибающий момент

Расчетная максимальная поперечная сила

Нагрузка приложена со случайным эксцентриситетом.

Расчёт производим на основании СНиП 52 -01 – 2003 ^* “Бетонные и ЖБ конструкции”. Основные положения.

СП 52 – 101 – 2003 «Свод Правил» “Бетонные и ЖБК без предварительного напряжения арматуры”

Исходные данные:

1. h b = 40 40 (см) – сечение колонны

2. Ng_n= 501, 8´ 0, 95 = 476, 71 кН – полная расчетная продольная сжимающая сила

3. N_Lg_n = 382, 6´ 0, 95 = 363, 47 кН – расчетная длительная сила

4. Н_ЭТ = 3, 0 м, количество этажей n=2

5. Класс бетона В25

6. Класс сталей А400(А-ІІІ)

7. Коэффициент γ _b2 = 0, 9

Расчетные данные:

1. R_b= 14, 5 МПа = 1, 45 кН/см², R_b = R_b^Таб γ _b2 =1, 45 0, 9 = 1, 305 кН/см²
2. R_S= 355 МПа = 35, 5 кН/см²
3. R_{S, С} =355 МПа = 35, 4й А40011-12, 0 кН/см²

Решение

Подбор сечения продольной арматуры:

Определяем отношение

λ = = = 7< 20 так как гибкость колонны λ = < 20, то расчет можно производить как центрально-сжатой колонны гражданского здания.

Определяем случайный эксцентриситет:

1) е_а = см

2) е_а = см,

3) е_а≥ 1, 33см

принимаем е_а = 1, 33

Если L₀ ≤ 20 h = 300< 20 40 = 800

и колонна симметрично армирована, то основное расчетное уравнение имеет вид

, откуда находим необходимое сечение арматуры:

принимается по таблице

= -1, 932 см² – следовательно

принимаем арматуру лишь конструктивно

4Ø 16 мм класса А – 400 с 8, 04 см²

Процент армирования сечения будет составлять:

, что гораздо больше минимального процента армирования равного 0, 4% Табл. 38 СНиП. Коэффициент армирования

Для проверки несущей способности вновь определяем

Проверяем условие:

Вывод: несущая способность колонны обеспечена

Расчет поперечных стержней:

Колонна армируется пространственным каркасом. Наибольший диаметр продольных стержней Ø 16 мм. По условию технологии сварки диаметр поперечных стержней 6 – 8 мм. Шаг поперечных стержней сжатых элементов должен быть: = 20d = 20 × 16 = 320 мм, S< 500 мм и не более меньшей стороны сечения колонны: S = h = 300 мм. Принимаем шаг поперечных стержней S = 300 мм.

Колонну перевозят плашмя, по этому в расчет принимаем 2 стержня. 2Ø 16 А400(А-III) с А_S = 4.02 см²

4Ø 16 А400(А-ІІІ) с А_S = 8, 04 см², R_{S, C}= 27, 0 кН/см²; R_S = R_SC = 270 МПа = 27.0 кН/см²

Несущая способность сечения определяется как для балки с двойной симметричной арматурой:

М _СЕЧ = R_{S, C}· А_S (h₀ – α) = 35, 5 · 4, 02 · (26 – 4) =31, 4 кН∙ м

h_o = 30 − 4 = 26 см – рабочая высота колонны при работе на изгиб.

где α – расстояние от центра где тяжести арматуры до крайнего слоя (принимается 4 см).

В соответствии с приведенной расчетной схемой, усилия, возникающие при транспортировке, определяются следующим образом:

, где k = 1, 6 – коэффициент динамичности при транспортировке.

кН/м

, где k = 1, 4 коэффициент динамичности при подъеме и монтаже

γ = 25 кН/см³ – удельный вес бетона

кН/м

Пролетный момент можно определить по формуле:

М_ПР = М_ОБ – 0, 5 · М_ОП = 7, 11 – 0, 5 · 1, 74 = 6, 24 < 31, 4 кНм

Вывод: прочность при подъеме и монтаже обеспечена. Следовательно, принимаем колонну 1 КНД 3. 33 – 2.

(колонна на один этаж, нижняя, двух консольная, сечением 300× 300мм с высотой этажа Н_эт =3, 3м c несущей способностью 2)

Расчет стальной балки

Исходные данные: Сталь С275; R_y=270мПа=27кН/см²

L₁=5м - пролет балки междуэтажного перекрытия;

L₂=5м - шаг балок;

М=165.5кНм=16550 кНсм - максимальный изгибающий момент

1. Определяем расчетные характеристики. Назначаем расчетную схему.

Расчетная схема Схема рабочей площадки

Сталь А 400 R_y=355мПа=35, 5кН/см²; g_с=0.8.

Здание 2 уровня ответственности; Коэффициент по назначению g_n=0.95

2. Определяем нагрузки на 1 п.м. балки

Нагрузки на 1м² перекрытия приняты по табл. №2

Р=9, 74кН/м² – расчетная нагрузка

Р_n=8, 4кН/м² – нормативная нагрузка

L₀ =L₁=600см – пролет балки.

L₂=600см – шаг балок

Нагрузки на 1п. мбалки приняты по табл. №4

Расчетная равномерно распределенная нагрузка на 1 п.м. балки

q= Р L₂g_n=9, 74´ 6´ 0.95= 58, 44´ 0.95=55, 52кН/м

Нормативная равномерно распределенная нагрузка на 1 п.м. балки

q_n= Р_nL₂g_n=8, 4´ 6´ 0.95= 50, 4´ 0.95=47, 88кН/м

Собственный вес балок ориентировочно принимают q_{n соб.}=0, 50 кН/м;

q_nⁿg_n=0, 5´ 0, 95 = 0, 47 кН/м;

Коэффициент надежности по нагрузке g_f= 1, 05

q_соб.= q_{n соб.}g_fg_n=0, 50 ´ 1, 05 ´ 0.95 = 0.50кН/м

q= 55, 52 +0.50 = 56, 02кН/м. q_n= 47, 88 +0, 50 =48, 381 кН/м =0, 48кН/см

Максимальный изгибающий момент с учетом собственного веса балки

По сортаменту . Принимаем № 45W_x=1231см³; I_x=27696см⁴

Определяем и проверяем несущую способность:

σ = ≤ 27*0, 8=20, 66кН/см²

Прочность можно не проверять, так как ослабления отсутствуют и W_n= W_X^ТР

4. Проверяем жесткость балки по II группе предельных состояний:

- главная балка

Вывод: Жесткость балки обеспечена. Хотя имеется некоторый запас прочности, сечение не может быть уменьшено, так как балка имеет относительный прогиб близкий к предельному. Более экономичное сечение, но и более трудоемкое в изготовлении будет в виде сварного двутавра. Окончательно принимаем двутавр № 45 Проверки местной устойчивости стенки и полки балки не производим, так как балка запроектирована из прокатного двутавра.

Подбор оптимальных размеров балки “hxb” и требуемое количество продольной рабочей растянутой арматуры “As” для прямоугольных сечений с одиночной арматурой.

Исходные данные:

Класс бетона, класс арматуры и расчетный изгибающий момент

М (кНм) =249, 8 кН*см.

Требуется подобрать размеры сечения элемента “hxb”

и требуемое количество рабочей продольной арматуры “As”.

Решение.

1.Определяем исходные данные для расчета по таблицам СниП:

По таблице, принимая класс бетона В25 определяем расчетное сопротивление бетона с коэффициентом γ _b2=0, 9

R_b=γ _b2*R_b=0, 9*14, 5=13, 05мПа=1, 305 кН/см² .

По таблице по классу арматуры определяем расчетное сопротивление.Rs =355мПа=355, 5 кН/см².

Устанавливают граничные условия ξ _Rи α _R.ξ _R=0, 650 и α _R=0, 451.

Задаемся шириной сечения элемента “b” и ориентировочной величиной “ξ ”.

Принимаем “b”=20 см.

Величину “ξ ” для балок рекомендуется принимать в пределах: ξ =0, 3-0, 4

Принимаем ξ =0, 35

2.По принятому значению ξ, используя формулы или таблицы, определяемα _м

α _м=ξ (1-0, 5*ξ)=0, 35(1-0, 5*0, 35)=0, 289

3.Определяем требуемую рабочую высоту сечения h₀

h₀₁=√ М/R_bbα _м=√ 249, 8/1, 305*20*0, 289=43, 41 см

4.Определяем полную высоту элемента h₁ =h₀₁+а=43, 41+4=47, 41 см

5.Унифицируем сечение h=60 см; b=20 см

Размеры сечения элемента hxb 50х20 см.

Ширину балок назначают (0, 3…0, 5)h

Выводы и предложения:

7.Определяем параметр сечения α _м

α _м = =0, 305

8.По таблицам или формулам определяем ξ, ζ

ξ =1-√ 1-2α _м =0, 376

Определяем случай расчета: ξ ≤ ξ _R0, 38 ≤ 0, 650

α _≤ α _R

9.ζ =1-0, 5 ξ =1-0, 5*0, 38=0, 812

10.Определяют требуемую площадь арматуры As

А_S = =15, 5 см²

или

А_S = =15, 5 см²

По найденному значению As по сортаменту подбираем требуемое количество стержней и размещаем их в сечении элемента.

Выводы по работе: Принимаем по сортаменту арматуру:

Рабочая арматура по расчету: 2Ø 32 А 400 с As=16, 08 см²

Поперечную и верхнюю сжатую арматуру принимаем конструктивно

d_sw=1/4 d_s=2 Ø 8 A 240 сA_sw=1, 01 см² ;

d_s= d_sw+(2-4 мм)=6+2=8 мм; 2 Ø 8 А 240 с As=1, 57 см²

Конструируют поперечное сечение балки.

1. Определение глубины заложения подошвы фундамента под колонны крайних рядов.

1 Определяем нормативную глубину сезонного промерзания грунта по формуле 2

СНиП 2.02.01 - 83* «Основания зданий и сооружений»

где M_t - безразмерный коэффициент, числено равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зиму, принимается по

СНиП 23.01- 99 «Строительная климатология» г. Демидов

M_t = 9, 4+8, 4+4+1, 0+5, 8 = 28, 6

d₀ - величина принимаемая равной для суглинок - 0, 23м

тогда:

1.2 Расчетная глубина сезонного промерзания грунта d_f определяется по формуле 3: d_f = k_h · d_fn

k_h - коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения, принимаемый для отапливаемых зданий по таблице 1 СНиП 2.02.01 - 83*.:

k_h = 0, 6

d_f = 0, 6 × 1, 23 = 0, 738 м

2. Расчет фундамента под колонну среднего ряда.

Глубина заложения внутренних фундаментов отапливаемых зданий назначается независимо от расчетной глубины сезонного промерзания грунтов.

Грунт суглинок: I_L = 0, 55; e = 0, 65

Нагрузки на фундамент приняты из таблицы сбора нагрузок на фундамент.

N_n = 899, 6 × 0.95=854, 62 кН - нормативная нагрузка

N_sеr=N_n g_f=1052 кН–расчетная нагрузка для расчета по второй группе предельных состояний

N = 1052× 0.95=995, 3 кН кН - полная расчетная нагрузка

2.1 Определяем размеры подошвы фундамента.

Предварительно принимаем минимальный по высоте фундамент - 0, 9 м, тогда глубина заложения подошвы фундамента:

d₁ = 1, 4 м

По таблице предварительно находим расчетное сопротивление грунта:

R₀ = 200 – 250 – 300 кПа

Принимаем = 250 кН / м²

Требуемая площадь подошвы фундамента:

g_ср = 22 кН/м³ - усредненный удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах.

Площадь подошвы квадратного в плане фундамента с размерами сторон:

принимаем a ´ b =2, 1´ 2, 1 м =4, 41 м²

2.2 Определяем фактическое расчетное сопротивление грунта:

по СНиП 2.02.01 – 83* находим:

С_n = 19 кПа = 19 кН / м²

j_n = 17 ⁰

по формуле 7 СНиП 2.02.01 - 83*:

где: g_c1; g_c2 - коэффициенты условий работы, принимаемые по таблице:

g_c1 = 1, 1; g_c2 = 1, 0

k = 1, 1 так как прочностные характеристики грунта j_II и c_II приняты по таблицам.

Mg, M_q, M_c - коэффициенты принимаемые по таблице 4

M_g = 0.39; M_q = 2.57; M_c = 5.15

k_z = 1, так как b=1, 5 м < 10 м

g_II = g_II’ = 18 кН / м³

g_II - усредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента.

g_II’ - то же, залегающих выше подошвы фундамента.

c_II(cⁿ) - расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента.

d₁ - глубина заложения подошвы фундаментов

2.3 Так как R = 173, 0 кН/м² не значительно отличается от принятого в первом расчете

R= 178кН/м², то уточняем расчет:

Принимаем окончательно фундамент с размерами подошвы

А= ´ = м².

N_{(ф+гр) ser} = A´ d₁´ g_ср = ´ 1, 4´ 22 = кН

Проверяем среднее давление на грунт под подошвой фундамента:

Следовательно, размеры подошвы фундамента достаточны.

4. Расчет тела фундамента.

3.1 Материал фундамента:

Бетон класса В-25;

R_b = 14, 5МПа = 1, 45 кН / см²

R_bt = 1, 05 МПа = 0, 105 кН / см²; таблица 13 СНиП 2.03.01 - 84*

Арматура класса A-400

R_s = 355МПа; таблица 22 СНиП

3.2 Определяем напряжение под подошвой фундамента от расчетных нагрузок с учетом веса фундамента и грунта на его уступах:

N_ф+гр = N_{ф+гр 0II}´ g_f = ´ 1, 1 = кН

Полная минимальная высота фундамента: h_{f, min} = h₀ + a_з

где: h₀ рабочая высота сечения.

h_к; b_к - размеры поперечного сечения колонны

a_з = 4 см - толщина защитного слоя бетона

R_bt = 0, 105 кН / см² = 1050 кН / м²

Высота фундамента с учетом конструктивных требований из условия заделки колонны:

h = 2, 5 h_k + 0, 65 = 2, 5´ 0, 3 + 0, 65 = 1, 4 м; h ³ h_q + 20 = 53 + 20 = 73 см

где: h_q = 30d₁ + d = 30´ 1, 6 + 5 = 53 см

d₁ = 16 мм - диаметр продольных стержней колонны.

d = 50 мм - зазор между торцом колонны и дном стакана.

Принимаем толщину стенок стакана поверху 225 мм и зазор 75 мм

Размеры подколонника в плане:

Принимаем высоту фундамента: h=900 мм

Высота нижней ступени 300 мм

h₀ = 90 - 4 = 86 см

h₀₁ = 30 - 4 = 26 см

Расчет на действие поперечной силы не производят если выполняется условия:

Q_I £ j_b3 · R_bt · b · h₀

Q_II £ j_b3 · R_bt · b · h₀’

где: j_b3 = 0, 6- коэффициент, принимаемый для тяжелого и ячеистого бетонов.

Q_I < 0, 6· 750 · 1, 5 · 0, 86 = 580, 5 кН Q_I=144, 5 < 580, 5 кН

Q_II < 0, 6 · 750 · 1, 5 · 0, 26 = 175, 5 кН Q_II=72, 2 < 175, 5 кН

Условия выполняются, прочность на действие поперечной силы обеспечивается.

3.4 Прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды, ограниченной плоскостями, проведенными под углом 45° к боковым граням колонны проверяют по формуле:

F £ j_b · R_bt · u_m · h₀’

где: F- расчетная продавливающая сила

j_b = 1- коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона

u_m- среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах полезной высоты фундамента h₀

Для фундаментов с квадратной подошвой:

u_m = 2 × (b₁ + a₁ + 2h₀₁) = 2 × (0, 9+0.9+2·0, 26) = 4, 64 м

F = N_р - P_гр·Aос

где: A_ос = (a₁ + 2h₀ ) · (b₁ + 2h₀) - площадь основания пирамиды продавливания

N_р = N+ N_ф+г = 285.0 + 76, 2 = 361.5 кН

A_ос = (0, 9+2·0, 26) · (0, 9+2·0, 26) = 2, 016 м²

F = 361.5 – 160.5 · 2, 016= 37.9кН; F =< 0< 1·750·4, 64·0, 26 = 904, 8 кН

Вывод: прочность фундамента на продавливание обеспечена.

5. Расчет арматуры фундамента

4.1 Определяем изгибающие моменты у грани колонны и у грани башмака.

M_I = 0, 125 · P_гр (a - h_k)² · b = 0, 125 · 160.5 · (1, 5-0, 3)² · 1, 5 = 43, 34 кНм

M_II = 0, 125 · P_гр · (a - a₁)² · b = 0, 125 · 160.5 · (1, 5-0, 9)² · 1, 5 = 10, 8 кНм

4.2 Площадь сечения арматуры в разных сечениях фундамента в одном направлении:

Процент армирования в расчетном сечении фундамента должен быть не ниже минимально допустимого процента армирования в изгибаемых элементах m_min = 0, 05 %;

A_s = 0, 0005 · 150 · 86 = 6, 45 см².

Принимаем в подошве фундамента сетку С-1 из арматуры класса А-III (А400)

~8Æ 12 А-III c площадью As = 9, 05см² и шагом рабочей арматуры S=200мм

Для усиления стенок стакана фундамента конструктивно принимаем сетки С-2 из арматуры

Æ 8А-III с шагом по высоте 150мм.

Для поддержания горизонтальных сеток С-2 приняты вертикальные стержни 8Æ 8А-I.

5.Армирование подошвы фундамента

Сетка подошвы фундамента С-1

Согласно строительного каталога фундамент 1 j 15.9 массой 3, 0 т имеет 2 петли.

Учитывая перекос строп при монтаже в расчете принимаем на 1 петлю меньше: n = 1

Коэффициент динамичности при монтаже g_d = 1, 4.

Нагрузка на 1 петлю:

Площадь одной петли из арматуры класса A-I с R_s = 225МПа

As = N / R_s =42, 0 / 22, 5 = 1, 87 см²

Петлю принимаем из мягкой стали класса А240 (A-I), R_s=225МПа = 22, 5 кН/см²

Принимаем петлю П1: ~ Æ 18 A-I c площадью A_s = 2, 54 см²

3.1 Расчет железобетонной колонны среднего ряда

Расчет колонны производят с учетом требований строительных норм и правил

СНиП 2.01.-7 – 85* «Нагрузки и воздействия»

СНиП 52 – 01 – 2003 «Железобетонные конструкции» Основные положения

СНиП 2.03.01 – 84* «Железобетонные конструкции»

Исходные данные:

Н_ЭТ = 3, 3м – высота этажа, количество этажей – n =2_эт

h b = 30 30(см) сечение колонны

Здание относится ко 2–му уровню ответственности g_n = 0, 95

g_nN = 0.95 ´ 300, 0= 285, 0кН – полная расчетная нагрузка на колонну

g_nN_L = 0.95 ´ 267, 1=253, 7кН – расчетная длительная нагрузка на колонну

g_nN_n = 0.95 ´ 248, 4=236, 0кН – нормативная полная нагрузка на колонну

Материалы

Бетон тяжелый класса В25

Стержневая арматура из стали класса А-ІІІ (А400), поперечная и сетки класса А-І (А240)

Коэффициент γ _b2 = 0, 9 СНиП 52 – 01 – 2003

Расчетные данные:

R_b = 14, 5 МПа = 1, 45кН/см²; R_b = 1, 45 0, 9 = 1, 305кН/см²

R_S = 355 МПа = 35, 5кН/см²; R_{S, С} = 355 МПа = 35, 5кН/см²