Наименование нагрузки	Нормативная величина	f	Расчётная величина
Постоянные
1. Гидроизоляционный ковёр ( = 10 мм, = 1400 кг/м?)	0,14	1,35	0,189
2. Цементно -песчаный раствор ( = 20 мм, = 1800 кг/м?)	0,36	1,35	0,486
3. Минераловатные плиты ( = 180 мм, = 175 кг/м?)	0,32	1,35	0,432
4. Керамзитовый гравий ( =50 мм, = 400 кг/м?)	0,2	1,35	0,27
5. Ж/б плита покрытия 6х1,5м массой 2800 кг	3,0	1,35	4,05
Временные
6. Снеговая	0,8	1,5	1,2
Суммарная
7. Полная, q1	4,82		6,627

Полная расчетная нагрузка на фундамент среднего ряда от покрытия составит:

,

где - грузовая площадь покрытия для фундамента среднего ряда;

- пролеты колонны, равные 6 м,

- шаг колонн.

Таблица 3.5- Нормативные и расчетные нагрузки на 1м? перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная величина	f	Расчётная величина
Постоянные
1. Линолеум ( = 6 мм, = 1800 кг/м?)	0,11	1,35	0,148
2. Цементно- песчаный раствор ( = 40 мм, = 1800 кг/м?)	0,72	1,35	0,972
3. Ж/б плита покрытия 61,5 м массой 2800 кг	3,0	1,35	4,05
Временные
4. Полезная	2	1,5	3,0
Суммарная
5. Полная, q2	5,83		8,17

Полная расчетная нагрузка на колонну среднего ряда от перекрытия составит:

,

где: - грузовая площадь перекрытия для фундамента среднего ряда;

- пролеты колонны, равные 3 и 6 м соответственно;

- шаг колонн.

Нагрузка на фундамент от ригеля составит:

где: - собственный вес 1 м ригеля;

- пролеты ригеля, равные 6 м .

Собственный вес колонны в пределах 2-го этажа составит:

,

где м?-

- объем колонны в пределах 2-го этажа;

- размеры поперечного сечения колонны;

- высота этажей здания;

b, h, l- ширина, высота и длина консолей колонны соответственно;

- плотность железобетона;

- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса конструкций заводского изготовления при обеспеченной системе контроля качества.

Собственный вес колонны в пределах 1-го этажа и подвала составит:

где м?-

- объем колонны в пределах 1-го этажа и подвала;

Нагрузку на фундамент от каждого этажа определяем путем последовательного суммирования. Подсчеты сведены в таблицу 3.6:

Таблица 3.6- Расчетные нагрузки на фундамент

Этаж	Полная нагрузка, N
	Расчетные нагрузки при гf > 1
2	238,572+20,64+18,43=277,642
1	277,642+294,12+20,64+20,05=612,452
Подвал	612,452+294,12+20,64+20,05=947,262

3.1.5 Определение размеров подошвы фундамента

Размеры подошвы фундамента зависят от ряда связанных между собой параметров и устанавливаются путем последовательного приближения. В порядке первого приближения площадь подошвы фундамента А определяется по формуле:

,

где N_OII - расчетная нагрузка в плоскости обреза фундамента для расчета основания по предельному состоянию второй группы,N_OII =947,262 кН;

R_o - расчетное сопротивление грунта, залегающего под подошвой фундамента, принимается R_o =300 кПА см. табл. 3.3;

г_m - осредненное значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах, принимается равным 20 кН/м³;

d - глубина заложения фундамента от уровня планировки.

Размеры подошвы отдельного фундамента под колонну квадратной формы b² = A.

Принимаем фундамент с размерами подошвы b?b =2,1?2,1 м , высота нижней ступени 0,3 м (принимаем конструктивно).

Наименьшая высота фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды при действии расчетной нагрузки, используя приближенную формулу:

h=-;

Полная минимальная высота фундамента с учетом толщины защитного слоя бетона:

h=26+4=30 cм.

Высота фундамента из условий заделки колонны в зависимости от размеров ее сечения:

h=1,5h+25см=1,5·40+25=85 см.

Из конструктивных соображений, учитывая необходимость надежно заанкерить стержни продольной арматуры при жесткой заделке колонны в фундаменте, высоту фундамента принимаем также не менее:

30 d+5+20=30·2,0+5+20=85 cм,

где 5 см - зазор между торцом колонны и дном стакана,

d- диаметр продольных стержней колонны.

30 d+5=65 см - глубина стакана фундамента.

Принимаем высоту фундамента 0,9 м.

3.1.6 Проверка напряжений в основании и уточнение размеров подошвы фундамента

Принятые в первом приближении размеры подошвы фундамента уточняются исходя из требований СНБ 5.01.01 - 99 , выражаемых неравенствами:

где - расчетное сопротивление грунта основания, кПа;

- среднее давление под подошвой фундамента, кПа;

и - соответственно максимальное и минимальное значения краевого давления по подошве нагруженного фундамента, определяемые по формуле:

;

где - нормальная вертикальная нагрузка, кН;

- момент в плоскости подошвы фундамента, кНм;

- площадь подошвы фундамента, м;

- момент сопротивления площади подошвы фундамента, м³.

N_OII =947,262 кН; А=а?=2,1?=4,41м?.

Подсчитаем нагрузки, передающиеся на основание:

Нагрузка от веса фундамента:

Gф =1,35·(2,1·2,1·0,3+1,2·1,2·0,6) ·25=73,81кН;

Нагрузка от веса грунта над ступенями фундамента мы не учитываем так как фундамент не крайне-стоящий и расположен сразу под полом подвала.

Gгр = 0 кН;

Нормальная вертикальная нагрузка:

N=No+ Gф + Gгр =947,262 +73,81+0=1021,072 кН;

Момент в плоскости подошвы фундамента:

M=M+Q· (h+h)=155,6+0·0,9=155,6 кН·м;

Определяем среднее давление под подошвой фундамента и минимальное значение краевого давления:

P= N /A=1021,072 /4,41=231,54 кПа;

W=b·a?/6=2,1·2,1·2,1/6=1,54 м?;

P= N/A+ M/W=1021,072 /4,41+155,6/1,54=332,57 кПа;

P= N/A- M/W=1021,072 /4,41-155,6/1,54=130,5 кПа;

P=231,5 кПа.

Расчетное сопротивление грунта основания определяется по формуле

,

где и - коэффициенты условий работы, принимаемые по таблице B.1[3];

- коэффициент, принимаемый равным: k = 1, если прочностные характеристики грунта (ц и с) определены непосредственными испытаниями и k =1,1, если они приняты на основе статистических данных;

М_y, М_q ,М_c - коэффициенты, принимаемые по таблице В.2 СНБ[3];

k_z - коэффициент, принимаемый равным: k_z = 1 при b < 10 м;

b - ширина подошвы фундамента, м;

_II - осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды), кН/м;

_II^I - осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды), кН/м;

d_I - глубина заложения фундаментов бесподвальных сооружений от уровня планировки или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала, м;

d_b - глубина подвала - расстояние от уровня планировки до пола подвала, м,(для сооружений с подвалом шириной В 20 м и глубиной h_p>2,0 м принимается d_b = 2,0 м, при ширине подвала В >20 м значение (d_b) принимается равным нулю;

c_II - расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, кПа.

Удельный вес грунта засыпки выше подошвы фундамента '=17 кН/м³.

Удельный вес грунта засыпки ниже подошвы фундамента:

= кН/ м?.

R=cc/k(M k b+ Mq d'+( Mq-1) d' + Mc c)= =(1,3·1,0/1,1)(1,81·1·2,1·12,98+8,24·1,05·17+9,97·4)=279,26 кПа;

Тогда 231,54 кПа < 279,26 кПа; 332,57 кПа < 1,2х279,26=335,12 кПа;130,5 кПа > 0.

Условие выполняется.

Так как данные СНБ требования выполняются, то окончательно принимаем фундамент монолитный с размерами 2,1х2,1м.

3.1.7 Подбор площади сечения арматуры для фундамента Фм-3

При подсчете арматуры для фундамента за расчетные принимаем изгибающие моменты по сечениям, соответствующим расположениям уступов фундамента, как для консоли с защемленным концом:

M=0,125 · p · (a-a)?· b = 0,125 ·231,54 ·(2,1-1,2)? ·2,1=49,23 кН ·м ;

M=0,125 · p · (a-a)? · b = 0,125 ·231,54 ·(2,1-0,5)? · 2,1=155,6 кН ·м ;

Подсчет потребного количества арматуры в разных сечениях фундамента в одном направлении:

As= M/0,9hfyd = 4923000/0,9 · 30 · 36500=4,995 см? ;

As= M/0,9h fyd = 15560000/0,9 · 30 ·36500=15,78 см? ;

Принимаем нестандартную сетку из арматуры диаметром 12 мм класс S400 с ячейками 15х15 см, Аs=15,82 см? в одном направлении (см. сетку С-1).

Процент армирования:

м=

Верхнюю ступень армируем конструктивно горизонтальными сетками С-2 из арматуры диаметром 8 класса S240, устанавливаемые через 150 мм по высоте; расположение сеток фиксируют вертикальными стержнями диаметром 8 класса S240.

3.1.8 Расчет осадки фундамента

Расчет осадки производят в следующей последовательности:

На геологический разрез наносим контуры фундамента.

Толщу основания делим на слои в пределах некоторой ограниченной глубины. Толщину слоя принимаем в пределах 0,4 ширины фундамента (h0,4b).

Вычисляем значения вертикального напряжения от собственного веса грунта на границах выделенных слоев по оси z , проходящей через центр подошвы фундамента по формуле:

=+· h;

где ='d - напряжение от собственного веса грунта на уровне подошвы фундамента; ' - удельный вес грунта, залегающего выше подошвы фундамента; d - глубина заложения фундамента от поверхности природного рельефа; , h - соответственно удельный вес и толщина i-го слоя грунта.

Определяем дополнительные вертикальные напряжения на границах выделенных слоев по оси z , проходящих через центр подошвы фундамента по формуле

=p,

где - коэффициент, принимаемый по табл.1 СНиП 2.02.01-83,

p=(P-) - дополнительное вертикальное давление на основание,

p - среднее давление под подошвой фундамента.

Устанавливаем нижнюю границу сжимаемой толщи основания, принимая ее на глубине z=H, где выполняется условие

=0,2.

Если найденная нижняя граница сжимаемой толщи окажется в слое грунта с модулем деформации Е5МПа или такой слой залегает непосредственно ниже глубины z=H,нижняя граница сжимаемой толщи определяемся из условия =0,1.

Вычисляем значения деформации каждого слоя сжимаемой толщи, а затем определяем осадку фундамента суммированием деформаций отдельных слоев по формуле:

S=s = h/Ei.

Рисунок 2. Эпюры напряжений в основании фундамента Фм-3

Таблица 3.7 Расчет осадки фундамента Фм-3

Номер слоя	z,м	бzg, кПа	о=2z/b	б	бzp, кПа	б zp,i, кПа	Ei, МПа	si, см
0	0,00	73,95	0,0	1,000	157,59
1	0,84	89,61	0,8	0,800	126,07	141,83	38,0	0,25
2	1,68	107,38	1,6	0,449	70,76	98,41	38,0	0,17
3	2,52	116,26	2,4	0,257	40,50	55,63	11,0	0,34
4	3,36	125,14	3,2	0,160	25,21	32,86	11,0	0,20
5	4,20	133,95	4,0	0,108	17,02	21,12	11,0	0,13
6	5,04	142,76	4,8	0,077	12,13	14,58	18,0	0,05
7	5,88	151,57	5,6	0,058	9,14	10,64	18,0	0,04
8	6,72	160,38	6,2	0,045	7,09	8,08	18,0	0,03
9	7,56	169,19	7,0	0,036	5,67	6,38	18,0	0,02
10	8,40	178,00	7,8	0,029	4,57	5,12	18,0	0,02
								?=1,25

3.2 Расчет сборной железобетонной колонны среднего ряда по оси Д-7

3.2.1 Исходные данные для проектирования

По [2, табл. 5.2] принимаем класс ответственности по условиям эксплуатации ХС1.

Согласно [2, п. 6.1.2.2 ] принимаем бетон класса .

Определим расчетные характеристики для бетона по [2, табл. 6.1]:

нормативное сопротивление бетона на осевое сжатие ;

расчетное сопротивление бетона сжатию составит:

;

нормативное значение прочности бетона на растяжение ;

расчетное сопротивление бетона на растяжение ;

средняя прочность бетона на осевое растяжение ;

модуль упругости бетона:

;

Для армирования колонны принимаем продольную арматуру S400. Определим расчетные характиристики для арматуры S400 по [2, табл. 6.5]:

нормативное сопротивление арматуры растяжению ;

расчетное сопротивление арматуры растяжению ;

модуль упругости арматуры .

Поперечное армирование выполняем вязаными каркасами арматура S240. Определим расчетные характеристики для арматуры S240 по [2, табл. 6.5]:

нормативное сопротивление арматуры растяжению ;

расчетное сопротивление арматуры растяжению:

;

расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению .

3.2.2 Определение нагрузок на колонну от покрытия

Постоянные нагрузки на ригель рамы от веса кровли принимаются равномерно распределенными по длине ригеля.

Нагрузки на 1 м? плиты покрытия складываются из постоянной нагрузки (от собственной массы плиты и заданной конструкции кровли) и временной (снеговой).

При ширине полосы в 1 м нагрузка, приходящаяся на 1 м? плиты, равна по величине нагрузке на 1 п.м полосы.

Рис. 4 -Состав покрытия

Таблица 3.9 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м? покрытия

Наименование нагрузки	Нормативная величина	f	Расчётная величина
Постоянные
1. Гидроизоляционный ковёр ( = 10 мм, = 1400 кг/м?)	0,14	1,35	0,189
2. Цементно -песчаный раствор ( = 20 мм, = 1800 кг/м?)	0,36	1,35	0,486
3. Минераловатные плиты ( = 180 мм, = 175 кг/м?)	0,32	1,35	0,432
4. Керамзитовый гравий ( =50 мм, = 400 кг/м?)	0,2	1,35	0,27
5. Ж/б плита покрытия 6х1,5м массой 2800 кг	3,0	1,35	4,05
Временные
6. Снеговая	0,8	1,5	1,2
Суммарная
7. Полная, q1	4,82		6,627

Полная расчетная нагрузка на колонну среднего ряда от покрытия составит:

,

где - грузовая площадь покрытия для колонны среднего ряда;

- пролеты колонны, равные 6 м,

- шаг колонн.

3.2.3 Определение нагрузок на колонну от перекрытия

Таблица 3.10 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м? перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная величина	f	Расчётная величина
Постоянные
1. Линолеум ( = 6 мм, = 1800 кг/м?)	0,11	1,35	0,148
2. Цементно- песчаный раствор ( = 40 мм, = 1800 кг/м?)	0,72	1,35	0,972
3. Ж/б плита покрытия 61,5 м массой 2800 кг	3,0	1,35	4,05
Временные
4. Полезная	2	1,5	3,0
Суммарная
5. Полная, q2	5,83		8,17

Полная расчетная нагрузка на колонну среднего ряда от перекрытия составит:

,

где: - грузовая площадь перекрытия для колонны среднего ряда;

- пролеты колонны, равные 3 и 6 м соответственно;

- шаг колонн.

3.2.4 Определение нагрузок на колонну от ригеля

Нагрузка на колонну от ригеля составит:

,

где: - собственный вес 1 м ригеля;

- пролеты ригеля, равные 6 м .

3.2.5 Определение нагрузок от собственного веса колонны

Собственный вес колонны в пределах 2-го этажа составит:

,

где м?-

- объем колонны в пределах 2-го этажа;

- размеры поперечного сечения колонны;

- высота этажей здания;

- ширина, высота и длина консолей колонны соответственно;

- плотность железобетона;

- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса конструкций заводского изготовления при обеспеченной системе контроля качества.

Собственный вес колонны в пределах 1-го этажа и подвала составит:

где м?-

- объем колонны в пределах 1-го этажа и подвала.

3.2.6 Определение полной расчетной нагрузки на колонну

Нагрузку на колонны каждого этажа определяем путем последовательного суммирования. Подсчеты сведены в таблицу3.11:

Таблица 3.11- Расчетные нагрузки на колонны

Этаж	Полная нагрузка, N
	Расчетные нагрузки при гf > 1
2	238,572+20,64+18,43=277,642
1	277,642+294,12+20,64+20,05=612,452
Подвал	612,452+294,12+20,64+20,05=947,262

3.2.7 Расчет сечения колонны

В соответствии со схемой здания принята трёхъярусная колонна сечением . В связи с тем, что здание принято связевой системы колонны средних осей рассчитываются как внецентренно-сжатые с учетом только случайного эксцентриситета .

Сечение 1-1 (подвал)

Продольное усилие от полной нагрузки .

Расчетную длину колонны первого этажа здания определяем по формуле:

,

где - коэффициент зависящий от характера закрепления концов стойки;

- геометрическая длина колонны;

- высота этажа,

- расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента.

Рис.5 Сечение колонны 1-1

Так как колонна воспринимает только вертикальные нагрузки, то расчетный статический эксцентриситет .

Случайные эксцентриситет составит:



Тогда полный эксцентриситет .

Определим гибкость:

,

где - радиус инерции сечения колонны.

Так как гибкость необходимо учесть влияние продольного изгиба колонны на эксцентриситет.

Критическую силу определяем по формуле:

,

где ,

.

Так как условие не выполняется принимаем .

- изгибающий момент относительно растянутой грани сечения от действия полных нагрузок;

Минимальный процент армирования, установленный нормами для гибкости равен 0,20 %. Тогда принимая в первом приближении суммарный коэффициент армирования и толщину защитного слоя , момент инерции арматуры составит:

.

Момент инерции бетонного сечения относительно его центра тяжести составит:

,

Коэффициент приведения:

.

Тогда критическая сила составит:

.

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на величину эксцентриситета:

.

Полный эксцентриситет с учетом влияния гибкости составит:

.

Момент относительно центра тяжести растянутой арматуры составит:

.

Для симметрично армированного элемента определяем:

;

,

где - коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки;

d=h-c1=400-40=360 м - рабочая высота сечения.

,

где .

Так как имеем случай центрального сжатия (растяжения).

Тогда окончательно требуемая площадь арматуры при симметричном армировании составит:

.

Принимаем 625 S400 () .

Определим процент армирования:

.

Условие выполняется арматура подобрана правильно.

Рис. 6 Армирование колонны

Сечение2-2 (первый этаж)

Продольное усилие от полной нагрузки . Расчетная длина колонны первого этажа здания составит:



Рис. 7 Сечение колонны 2-2

Так как колонна воспринимает только вертикальные нагрузки, то расчетный статический эксцентриситет .

Случайные эксцентриситет составит :

.

Тогда полный эксцентриситет .

Определим гибкость:

,

где - радиус инерции сечения колонны.

Так как гибкость необходимо учесть влияние продольного изгиба колонны на эксцентриситет.

Критическую силу определяем по формуле:

,

где ,

,

Так как условие не выполняется принимаем .

.

Минимальный процент армирования, установленный нормами для гибкости, равен 0,15 %. Тогда принимая в первом приближении суммарный коэффициент армирования и толщину защитного слоя , момент инерции арматуры составит:

.

Момент инерции бетонного сечения относительно его центра тяжести составит:

,

Коэффициент приведения:

.

Тогда критическая сила составит:

.

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на величину эксцентриситета:

.

Полный эксцентриситет с учетом влияния гибкости составит:

.

Момент относительно центра тяжести растянутой арматуры составит:

.

Для симметрично армированного элемента определяем:

,

,

,

где .

Так как имеем случай центрального сжатия (растяжения).

Тогда окончательно требуемая площадь арматуры при симметричном армировании составит:

.

Принимаем 620S400 () .

Определим процент армирования:

.

Условие выполняется арматура подобрана правильно.

Рис. 8 Армирование колонны первого этажа

Сечение3-3 (второй этаж)

Продольное усилие от полной нагрузки . Расчетная длина колонны первого этажа здания составит:

Рис. 9 Сечение колонны 2-2

Так как колонна воспринимает только вертикальные нагрузки, то расчетный статический эксцентриситет .

Случайные эксцентриситет составит :

.

Тогда полный эксцентриситет .

Определим гибкость:

,

где - радиус инерции сечения колонны.

Так как гибкость необходимо учесть влияние продольного изгиба колонны на эксцентриситет.

Критическую силу определяем по формуле :

,

где ,

,

Так как условие не выполняется принимаем .

.

Минимальный процент армирования, установленный нормами для гибкости, равен 0,15 %. Тогда принимая в первом приближении суммарный коэффициент армирования и толщину защитного слоя , момент инерции арматуры составит:

.

Момент инерции бетонного сечения относительно его центра тяжести составит:

,

Коэффициент приведения:

.

Тогда критическая сила составит:

.

Коэффициент, учитывающий влияние прогиба на величину эксцентриситета:

.

Полный эксцентриситет с учетом влияния гибкости составит:

.

Момент относительно центра тяжести растянутой арматуры составит:

.

Для симметрично армированного элемента определяем:

,

,

,

где .

Так как имеем случай центрального сжатия (растяжения).

Тогда окончательно требуемая площадь арматуры при симметричном армировании составит:

.

Принимаем 416S400 () .

Определим процент армирования:

.

Условие выполняется арматура подобрана правильно.



Рис.10 Армирование колонны второго этажа

3.2.8 Поперечное армирование колонны

Колонна армируется вязанным пространственным каркасом. Диаметр продольных стержней 25мм-для подвала, 20 мм-для первого этажа и 16 мм-для второго этажа. Диаметр стержней поперечной арматуры в вязанных каркасах должен быть не менее:

-подвал;

-первый этаж;

-второй этаж и не более 12 мм.

Определим шаг поперечных стержней:

Подвал принимаем 300мм.

Первый этаж .

Второй этаж принимаем 200мм.

где - диаметр продольной рабочей арматуры.

Принимаем поперечную арматуру 8 S240 с шагом -первый этаж и 200 мм-второй этаж, и 300мм подвал.

3.2.9 Расчет консоли колонны

В соответствии с номенклатурой консоль колонны принята прямоугольной размером . Ее арматура представляет собой две двутавровые балочки составного сечении, поясами которых являются стержни, а стенки выполнены из листовой стали.

Из-за большого насыщения металлом консоль рассчитываем не как железобетонную, а как металлическую. Металлическая консоль - это консольная балка, работающая на изгиб. Ее расчет заключается в определении сечения поясов и стенок.

Так как стенки не сквозные и у граней колонн обрываются, в работе сечения они работать не будут и изгибающий момент в сечении будет восприниматься только продольными стержнями - полками.

Определяем момент, возникающий на консоли:

,

где - расчетная поперечная сила в рассматриваемом сечении, вызванная действием нагрузок;

расстояние от точки приложения силы до опорного сечения консоли;

- зазор между торцом ригеля и колонной.

Предварительно условно принимаем стержни 218 S400, тогда плечо внутренней пары сил составит:

,

где - защитный слой бетона;

- толщина закладной пластины консоли.

Определяем требуемую площадь поясов:

.

Принимаем 218 S400 (). Толщину листа для стенки принимаем конструктивно 6 мм. Между собой балочки соединяют поверху закладными пластинами консоли, понизу - коротышами.

Рис. 11 Конструирование консоли

3.2.10 Расчет стыка колонны

Наиболее целесообразным является стык с ванной сваркой продольных стержней. Для осуществления этого стыка в торцах стыкуемых звеньев колонны в местах расположения продольных стержней устраивают подрезки.

Размеры сечения подрезок назначаются в зависимости от диаметра продольной рабочей арматуры и из условия размещения медных форм. Таким образом, так как продольная рабочая арматура 16 принимаем размер сечения подрезок .

Продольные стрежни выступают в виде выпусков, свариваемых в медных съемных формах. После сварки стык замоноличивают под давлением.

Условие прочности стыка имеет вид:

,

где - расчетное продольное усилие от действия полной нагрузки в зоне стыка;

площадь бетонного сечения без учета подрезок;

- суммарная площадь арматуры продольных рабочих стержней.

Тогда получим:

Условие соблюдается, прочность стыка обеспеченна.

Рис. 12 Стык колонны

По конструктивным соображениям в зоне стыка устанавливаем сетки косвенного армирования с шагом . Арматуру сеток принимаем 6 S400. Размер ячейки принимаем . Защитный слой крайних стержней сетки с учетом того, что на значительной длине они находятся за бетоном замоноличивания, принят . При таком защитном слое расчетная длина длинных стрежней составит , коротких .

Конструкцией стыка также предусмотрена установка трех сеток выше и ниже зоны замоноличивания. Между звеньями колонн расположена армоцементная центрирующая прокладка размером . В шве между торцами звеньев установлен хомут из арматуры 8 S400.

3.3 Расчет многопустотной панели

3.3.1 Расчетный пролет и нагрузки

Исходные данные:

Рассчитывается сборная железобетонная многопустотная панель перекрытия. Марка панели ПК-60.12 (серия 1.141-1, в.2), бетон марки C20/25, номинальная длина 5,98 м, ширина 1,19 м, высота 0,22 м. Продольная арматура - из класса S400, f=365 МПа, поперечная арматура - из стали класса S240, f=218 МПа, армирование сварными сетками и каркасами, сварные сетки в верхней и нижней полках панели - из проволоки класса S500, f=450 МПа. Подсчет нагрузок на 1м? покрытия приведен в таблице 3.8

Таблица 3.8 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м? перекрытия

Наименование нагрузки	Нормативная величина	f	Расчётная величина
Постоянные
1. Линолеум ( = 6 мм, = 1800 кг/м?)	0,11	1,35	0,15
2. Гидроизоляционный ковёр ( = 10 мм, = 1400 кг/м?)	0,14	1,35	0,19
3. Цементно -песчаный раствор ( = 20 мм, = 1800 кг/м?)	0,36	1,35	0,49
Продолжение табл. 3.8 - Нормативные и расчетные нагрузки на 1м? перекрытия
4. Минераловатные плиты ( = 180 мм, = 175 кг/м?)	0,32	1,35	0,43
5. Керамзитовый гравий ( =50 мм, = 400 кг/м?)	0,2	1,35	0,27
6. Ж/б плита покрытия 6х1,5м	3,0	1,35	4,05
Итого постоянная:	4,13		5,58
Временные
7. Полезная:	2,0	1,5	3,0
7.1 Длительная	1,5	1,5	2,25
7.2 Кратковременная	0,5	1,5	0,75
Итого временная:	2,0		3,0
Суммарная
8. Полная, q	6,13		8,58
9. В т. ч. длительная	5,63		7,83
10. Кратковременная	0,5		0,75

3.3.2 Усилия от нормативной и расчетной нагрузок

Расчетный пролет панели принимаем равным расстоянию между осями ее опор:

.

Определение усилий:

Нагрузки на 1 м длины панели шириной 1,2м с учетом коэффициента надежности 1,35:

v кратковременная нормативная кН/м;

v кратковременная расчетная кН/м;

v постоянная и длительная нормативная кН/м;

v постоянная и длительная расчетная кН/м;

v итого нормативная кН/м;

v итого расчетная кН/м.

Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки:

59,64 кНм,

где расчетный пролет плиты.

Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости) при

42,62 кНм.

Расчетный изгибающий момент от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок:

39,15кНм.

Расчетный изгибающий момент от нормативной кратковременной нагрузки:

3,48 кНм.

Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:

37,15 кН.

Максимальная поперечная сила на опоре от нормативной нагрузки:

29,09 кН,

26,72 кН.

3.3.3 Установление размеров сечения панели

Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с размерами 120х22 см. Проектируем панель шестипустотной. В расчете поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции.

h=0,9d=0,9·15,9=14,3 cм;

h= h?=(h- h)/2=(22-14,3)/2=3,85 cм3,8 см;

приведенная толщина ребер b=117-6·14,3=31,2 см,

расчетная ширина сжатой полки bf'=117 см.

3.3.4 Установление размеров сечения панели

Предварительно проверяем высоту сечения панели перекрытия из условия обеспечения прочности при соблюдении необходимой жесткости:

h=cм.

Принятая высота сечения h=22 см достаточна. Отношение h?/h=3,8/22=0,173>0,1; в расчет вводим всю ширину полки bf'=117 см.

Вычисляем:

бm = Мsd / fcd bf' d?= 5964 000/[13,311719? (100)] =0,106.

По таблице находим з = 0,945; о=0,11; x = оd = 0,1119 = 2,09 < 3,8 см - нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

Площадь сечения продольной арматуры:

Asw = M sd / з fyd d = 5964000/0,945•365•19•(100)=9,1 м?,

Предварительно принимаем 6O14 S 400 с площадью As = 9,23 см?, а также учитываем сетку С-1(ГОСТ 8478-81), As1 =6·0,116=1,18 см?; 1,18+9,23=10,41 см?; стержни O14мм распределяем по два в крайних ребрах и два в одном среднем ребре.

3.3.5 Расчет по прочности наклонных сечений

Проверяем условие необходимости постановки поперечной арматуры для многопустотной панели, поперечная сила Vsd=37,15 кН.

Вычисляем проекцию расчетного наклонного сечения на продольную ось .

.

Влияние свесов сжатых полок (при 7 ребрах):

=7<0,5.

=0, ввиду отсутствия усилий обжатия.

Тогда, В=2(1+0,385)1·31,2·19?·(100)=31,2·10Н·см.

В расчетном наклонном сечении тогда , принимаем .В этом случае , следовательно, по расчету поперечная арматура не требуется.

Поперечную арматуру предусматриваем из конструктивных условий, располагая ее с шагом sh/2=22/2=11 cм, а также s15 cм.

Назначаем поперечные стержни O 6мм класса S240 через 10 см у опор на участках длиной ? пролета. В средней 1/2 части панели для связи продольных стержней каркаса по конструктивным соображениям ставим поперечные стержни через 0,5м. Если в нижнюю сетку С-1 включить рабочие продольные стержни, то приопорные каркасы можно оборвать в ? пролета панели.

3.3.6 Определение прогибов

Момент в середине пролета от полной постоянной нагрузки М=42,62 кН·м;

От постоянной и длительной нагрузок М=39,15 кН·м; от кратковременной нагрузки М=3,48 кН·м.

Определим прогиб панели приближенным методом, используя значение . Для этого предварительно вычислим:

=?===0,55;

===0,121.

Находим =14 при =0,10 и арматуре S400.

Общая оценка деформативности панели по формуле:

l/d+18d/l,

т.к. l/d=586/19=30,8>14, второй член левой части неравенства ввиду малости не учитываем и оцениваем по условию: l/d=30,8>19,

условие не удовлетворяется, требуется расчет прогибов.

Прогиб в середине пролета панели по формуле от постоянных и длительных нагрузок:

f=5,86?·.

Кривизна от постоянной и длительной нагрузки

=

=

=8,25·101/см

где =0,41 и =0,20 коэффициенты, принятые в зависимости от =0,10 и =0,6 для двутавровых сечений.

Прогиб f=·10·586?=0,295 cм.

f =2,95 см < f =3см (для элементов перекрытий с плоским потолком при l=6?7,5м).

3.3.7 Расчет по образованию трещин

Панель перекрытия относится к 3-ей категории трещиностойкости как элемент, эксплуатируемый в закрытом помещении и армированный стержнями из стали S400. Предельно допустимая ширина раскрытия трещин а=0,4 мм и

а=0,3 мм.

Для элементов 3-ей категории трещиностойкости, рассчитываемых по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси, при действии кратковременных и длительных нагрузок должно соблюдаться условие:

а=а- а+а<a,

где а- а - приращение ширины раскрытия трещин в результате кратковременного увеличения нагрузки от постоянной и длительной до полной;

а- ширина раскрытия трещин от длительного действия постоянных и длительных нагрузок.

Ширину раскрытия трещин определяем по формуле:

а=д·20 (3,5-100 д;

д=1 - для изгибаемых элементов;

з=1 - для стержневой арматуры периодического профиля;

d1=1,4 см по расчету (диаметр прод. арматуры);

д=1, т. к. а=3см<0,2h=0,2·22=4,4 см;

=1 - при кратковременных нагрузках и =1,6-15м - при постоянных и длительных нагрузках.

м===0,042>0,02,

принимаем м=0,02, тогда =1,6-15·0,02=1,3;

=М/Аz=М/W.

Определяем z:

z=d (1-), здесь =0,55;h/h=3,8/22=0,173; находим :

=;

=(1-h/2d)=0,55(1-3,8/2·19)=0,495.

Значение от всей нормативной нагрузки:

===0,04;

То же, от действия постоянной и длительной нагрузки:

=0,033;

===0,121.

Вычисляем при кратковременном действии всей нагрузки:

==0,207> h/h=0,173,

продолжаем расчет как тавровых сечений.

z=19(1-)=17,3 cм.

Упругопластический момент сопротивления ж/б таврового сечения после образования трещин:

W=A z=10,41·17,3=180 cм?.

Расчет по длительному раскрытию трещин. М=39,15 кН·м. Напряжение в растянутой арматуре при действии постоянных и длительных нагрузок

= М/W=39,15·10/180=217,5 МПа.

Ширина раскрытия трещины от действия постоянной и длительной нагрузок при =1,3,а=1·1·1,320(3,5-100·0,02)=0,102 мм<0,3 мм. Условие удовлетворяется.

Расчет по кратковременному раскрытию трещин. М=42,62 кН·м, М=39,15 кН·м.

Напряжение в растянутой арматуре при совместном действии всех нормативных нагрузок:

= М/W=42,62·10/180=237 МПа.

Приращение напряжения от кратковременного увеличения нагрузки от длительно действующей до ее полной величины:

?=-=237-217,5=19,5 МПа.

Соответствующее приращение ширины раскрытия трещин при =1:

?а=а- а=1·1·120(3,5-100·0,02) ··1=0,007 мм.

Ширина раскрытия трещин при совместном действии всех нагрузок:

а=0,007+0,102=0,109 мм< а=0,4 мм, т.е. условие удовлетворяется.

Значения а можно подсчитать без предварительного вычисления напряжений ?, подставляя в формулу значения = М/W. В этом случае расчет значений а будет иметь следующий вид:

а=1·1·1··1=0,086 мм;

а=1·1·1··1=0,079 мм;

а=1·1·1,3··1=0,102 мм<0,3 мм;

а=а- а+а=0,086-0,079+0,102=0,109 мм< а=0,4 мм, т.е. условие удовлетворяется.

3.3.8. Проверка по раскрытию трещин, наклонных к продольной оси

Ширину раскрытия трещин, наклонных к продольной оси элемента и армированных поперечной арматурой, определяем по формуле:

а=,

где =1 - при кратковременных нагрузках, включая постоянные и длительные нагрузки непродолжительного действия, и 1,5 для тяжелого бетона естественной влажности при учете постоянных и длительных нагрузок продолжительного действия;

з =1,4 - для гладкой проволочной арматуры;

d=6OS240 - диаметр поперечных стержней (хомутов);

===6,9; ===0,0027.

Здесь А=3·0,283=0,85 см? - площадь поперечных стержней в трех каркасах.

Напряжение в поперечных стержнях (хомутах):

=s f ,

где V = 0,8=0,8

1,5·1·2,2(100)31,2·19?/38=78,2·10?Н;

здесь

з=0; с=2d=2·19=38 cм;= <0

(отрицательная величина). Следовательно, раскрытия трещин, наклонных к продольной оси, не будет.

3.3.9 Проверка панели на монтажные нагрузки

Панель имеет монтажные петли из стали класса S240, расположенные на расстоянии 70 см от концов панели. С учетом коэффициента динамичности к=1,4 расчетная нагрузка от собственного веса панели:

q=1,4·1,5·0,11 А=25000·1,19=6872 Н/м,

Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:

М=6872·0,7?/2=1684 Н·м.

Этот момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что z=0,9d, требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:

А===0,27 см?,

Что значительно меньше принятой конструктивно арматуры 3O10S400, А=2,36 cм?.

При подъеме панели вес ее может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет:

N=ql/2=6872·5,97/2=20513 Н.

Площадь сечения арматуры петли:

А= N/f=20513/218(100)=0,945 cм?;

Принимаем конструктивно стержни диаметром 12 мм, А=1,13 cм?.

4. Проект организации строительства

4.1 Характеристика площадки строительства

Участок площадью 1.5 га под строительство ледового дворца в составе комплекса зданий центра игровых видов спорта расположен на одной из магистральных улиц г. Светлогорска на территории сохранившегося леса возле существующего городского стадиона. Территория строительства свободна от застройки. Рельеф участка по отношению к отметке проезжей части ул. Свердлова имеет постепенное понижение в северном направлении. Транспортное обслуживание площадки предусмотрено со стороны улицы Свердлова. Условия строительства на естественных основаниях условно-благоприятные.

4.2 Условия строительства

При разработке раздела организации строительства принято круглогодичное производство строительно-монтажных работ.

Работы производятся без стесненных условий.

Временное снабжение стройплощадки и бытовых помещений предусматривается от КТП, построенного в подготовительный период, с устройством на площадке распределительных устройств для подключения механизированного инструмента и других потребителей электроэнергии. Временное водоснабжение стройплощадки предусматривается от колодца проектируемого водопровода, расположенного на территории стройплощадки. Место подключения временного водопровода, расположения пожарных гидрантов указано на стройгенплане. Для бытовых помещений использовать передвижные вагончики контейнерного типа. Временное теплоснабжение бытовых помещений предусмотрено от инвентарных электронагревателей заводского изготовления. Для бытовых нужд установить туалет с подключение в существующую канализацию. Для отвода дождевых и условно-чистых производственных вод предусматривается открытые водостоки. Для освещения площадок и дорог рекомендуется установка прожекторов на опорах типа ПЭС-35(0.25-0.48вт/м?). При освещении рабочих мест могут быть использованы переносные светильники и переносные прожекторные вышки. Потребное количество прожекторов рассчитывается по формуле:

П=,

где Р - удельная мощность ПЭС-35(0.25-0.48вт/м?);

Е - освещенность, лк (для расчета Е=2лк);

Рn - мощность лампы 500 Вт.

Отсюда, П==38 шт.

4.3Календарный план строительства

Календарный план по застройке отведенного участка предусматривает возведение здания центра игровых видов спорта, проведение работ по возведению внешних коммуникаций, благоустройству и озеленению территории, охране окружающей среды.

Важнейшими расчетными характеристиками календарных планов являются удовлетворяющие всем ограничениям сроки начала и окончания строительства объектов и выполнения отдельных работ с назначением исполнителей и определением перечня, количества и сроков представления всех необходимых для их осуществления ресурсов.

Титульный список строительства представлен в таблице 4.1.

Таблица 4.1 - Титульный список строительства

№ Объекта	Наименование объектов строительства	Стоимость, тыс. руб.
		всего	в т.ч. СМР
1	новый корпус	22160120	14806456
2	сети внешних коммуникаций	3730710	2212459
	Итого	25890830	17018915

Календарный план строительства представлен в таблице 4.2.

Таблица 4.2 - Сводный календарный план

№ Объекта	Наименование объектов	Полная сметная стои-мость, тыс. руб.	В т.ч. СМР, тыс. руб.	Распределение объемов СМР по кварталам, тыс. руб.
			по объектам	всего по потоку	1 год
					1	2	3
1	Новый корпус	22160120	14806456	14806456	4432024	13296072	4432024
2	Сети внешних коммуникаций	3730710	2212459	2212459	827820	1655642	827820
	Итого	25890830	17018915	17018915	5469558	14951714	5469558

4.4 Календарный план на подготовительный период строительства

Строительство осуществляется в два периода: подготовительный и основной.

В состав работ подготовительного периода включены следующие работы:

v частичная вертикальная планировка с организацией стока воды;

v создание геодезической разбивочной основы для строительства;

v устройство постоянных и временных дорог;

v устройство временного ограждения, размещение инвентарных зданий и сооружений складского, вспомогательного, бытового назначения;

v устройство складских площадок и помещений для материалов, конструкций и оборудования;

v прокладка временных инженерных сетей и организация связи для оперативно-диспетчерского управления стройкой.

Методы производства работ назначаются с учетом максимального совмещения и комплексной организации работ, снижения трудовых затрат и стоимости строительства, путем наилучшего использования кадров, механизмов и материальных ресурсов строительства.

Календарный план работ, выполняемых в подготовительный период представлен в табл. 4.3.

Таблица 4.3 - Календарный план работ, выполняемых в подготовительный период

№ Объекта	Наименование объектов	Сметная стоимость, тыс. руб.	Распределение объемов работ по кварталам строительства
		всего	СМР	1	2	3	4
1	Подготовка территории	2336	2336	1300	1036	-	-
				1300	1036
2	Объекты энергохозяйства	379140,5	100093,6	100000	100000	100000	79140,5
				30000	30000	30000	10093,6
3	Временные здания и сооружения	154358,0	154358,0	51453	51453	51452	-
				51453	51453	51452
4	Прочие работы и затраты	784927,1	203109,6	196231,0	196231,0	196231,0	196234,1
				50777	50777	50777	50778,6
	Итого	1320761,6	459897,2	348984	348720	347683	275374,6
				133530	133266	132229	60872,2

4.5 Строительный генеральный план

Стройгенплан разработан с учетом возведения основных зданий и сооружений, объединенных системой инженерных сетей.

Потребность во временных зданиях и сооружениях определяется на расчётное количество рабочих, служащих, ИТР, МОП и работников охраны.

Расчётное количество рабочих принимается равным максимальному числу на графике потребности рабочих на объекте при расчёте площадей гардеробных, и равным максимальному числу рабочих в одну смену при расчёте площадей других объектов временного строительного городка.

Расчёт потребности в воде производится для периода с наибольшим водопотреблением для производственных, хозяйственных и противопожарных целей.

Противопожарная (постоянная) водопроводная сеть должна быть закольцована, и на ней располагают пожарные гидранты на расстоянии не далее 150 м один от другого. Расстояние от гидрантов до здания должно быть не менее 5 м и не более 50 м, а от края дороги - не более 2 м. При проектировании стройгенплана были предусмотрены мероприятия по охране окружающей среды: сохранение почвенного слоя, соблюдение требований к запылённости и загазованности воздуха, очистке бытовых и производственных стоков и другие.

4.6 График потребности в кадрах

Таблица 4.4 -План потребности в кадрах

Наименование	Ед. изм.	Количество по годам строительства
		1	2	3
Объем СМР	тыс. руб.	4941336,3	6208978,5	5868600,2
Выработка на одного работающего (в день)	тыс. руб.	19350	19737	20132
Количество работающих	чел.	255	314	292
В том числе рабочих	чел.	217	267	248
ИТР и МОП (15% от общего количества)	чел.	38	47	44

Потребность строительства в кадрах строителей определена исходя из расчета годовой выработки на одного работающего:

В=,

где С - сметная стоимость СМР, тыс. руб.;

Т - трудоемкость, Т=492567чел-час.

4.7 Временные здания и сооружения

Потребность строительства во временных зданиях и сооружениях определена на максимальный год строительства.

В соответствии с продолжительностью строительства проектиру...