Расчёт многоэтажного промышленного здания с неполным железобетонным монолитным каркасом

Многоэтажное здание с неполным железобетонным монолитным каркасом (пояснительная записка).docx

Компоновка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия.
Объект проектирования - многоэтажное здание с неполным железобетонным монолитным каркасом и наружными несущими каменными стенам. Подобные здания проектируют для размещения производств промышленности различного профиля а также в качестве административных и жилых корпусов. Конструктивная особенность зданий с неполным каркасом состоит в том что плиты и балки крайних пролетов каркаса опираются одним кондом на наружные несущие стены. Из большого числа перекрытий наиболее простым и распространенным являются ребристое перекрытие с балочными плитами.
Монолитное ребристое перекрытие с балочной платой состоит из плиты второстепенных балок главных балок и колонн монолитно соединенных между собой. Главные балки (прогоны) располагаются по одному из двух направлений они опираются на наружные стены и промежуточные колонны.
Размеры здания по осям 19 м х 36 м.
Совокупность балок и колонн и их взаимное расположение принято называть балочной клеткой.
Пролёты плиты (или шаг второстепенных балок) выбираю в пределах 147-27 м. Принимаю 213 м.
Пролёты второстепенных балок принимаю равными 6 м.
Пролёты главных балок (прогонов) принимаю равными 64 м.
Расчёт плиты перекрытия по несущей способности. Статический расчёт.
Расчет плиты производится с учетом перераспределения усилий вследствие пластических деформаций.
А) Определение величин расчетных пролетов.
Для расчета плиты условно выделим полосу шириной I м и рассмотрим ее как многопролетную неразрезную балку опорами которой являются второстепенные балки.
Для определения расчетных пролетов плиты предварительно задаёмся размерами второстепенной балки. Высоту второстепенной балки принимаю в пределах 112 : 118 пролёта принимаю h=042м. Ширина 12 : 13 высоты принимаю 02 м.
Средний расчётный пролёт: L0m=Lm-b
где Lm – средний пролёт плиты в осях – 213 м b – ширина второстепенной балки - 02 м.
Крайний расчётный пролёт: L0ex=Lex-b2+L2
где Lex- крайний пристенный пролёт плиты – 179 м
L- длина заделки плиты в стену - 012 м.
L0ex=179-022+0122=175 (м).
Б) Определение нагрузок.
Нагрузку собираю на 1 м2 плиты:
Расчётная нагрузка на 1 м пог. ширины плиты. p+q=8340 Нм.п.
В) Изгибающие моменты:
Вследствие небольшой высоты плиты поперечине силы не определяем так как и воспринимается бетоном а условие Q≤06(1+фf)Rbtвh0 в плите соблюдается.
В крайних пролётах: МLe МLex=8340х175211=23кНм
На опоре В: Мвsup= -(q+p)
Мвsup=-8340х193214=-22кНм
В средних пролётах и над средними опорами: МLm=- Мсsup=-(q+p)
МLm =±8340х193216=±19кНм
Эпюра изгибающих моментов:
Г) Подбор сечения (толщины) плиты:
Толщину плиты принимаю конструктивно равную 80 мм. Принятая толщина плиты остаётся постоянной по всей её площади перекрытия. Изменение несущей способности плиты в расчётных сечениях по действующим изгибающим моментам может быть сделано только за счёт содержания арматуры.
Д) Подбор сечения арматуры:
Армирование сварными сетками.
В крайних пролётах: А0= МLex(Rbbh02) А0=230000(77х100х602х102)=0083
Где расчетное сопротивление бетона Rb=77МПа b=100см.
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0955 Rs- расчётное сопротивление растянутой арматуры по табл. 2 приложения Rs=280МПа.
Аs= МLex(Rsh0) Аs=230000(280х0955х60)=143 мм2
Принимаю 5 8 AII Аs=251мм2
На опоре В (для сечений у грани балок): А0= МLm(Rbbh02) А0=220000(77х100х602х102)=0079
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0955
Аs= МLm(Rsh0) Аs=220000(280х0955х60)=137 мм2
В средних пролётах и над средними опорами: А0= МLm(Rbbh02) А0=190000(77х100х602х102)=0068
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0965
Аs= МLm(Rsh0) Аs=190000(280х0965х60)=117 мм2
Проверяю процент армирования: %= 100 Аs(bh0); %=251х100(1000х60)=042>005
Расчёт второстепенной балки по несущей способности. Статический расчёт балки.
Второстепенные балки ребристого перекрытия по своей статической схеме в большинстве случаев представляют многопролётные неразрезные балки. Нагрузки на них передаются от плиты причём при подсчёте нагрузок неразрезностью плиты пренебрегают. Расчёт многопролётной балки ребристого перекрытия произвожу с учётом перераспределении усилий вследствие пластических деформаций.
А) Для определения расчётных пролётов второстепенной балки задаюсь размерами главной балки. Высоту принимаю 18:112 пролёта (h=700мм) ширину 12:13 высоты (b=350мм).
Расчётные пролёты второстепенной балки
средние: L0m=Lm-b где пролёт второстепенной балки в осях Lm=6м ширина главной балки b=035м.
крайние: L0ex=Lex-b2+L2
где Lex- крайний пристенный пролёт второстепенной балки – 575 м L- длина заделки плиты в стену - 025 м.
L0ex=575-0352+0252=57 (м).
Б) Расчётные нагрузки на 1м.п. балки.
-от плиты и пола 2340х213=4984 Нм
-от собственного веса балки (042-008)х02х24500х11=1833 Нм
Полезная нагрузка 6000х213=12780 Нм
Полная расчётная нагрузка на 1м.п. второстепенной балки p+q=4984+1833+12780=19597 Нм
В) Значение изгибающих моментов во второстепенной балке определяю с учётом перераспределения усилий вследствие наличия пластических деформаций пользуясь таблицей 9 приложения.
Изгибающие моменты в сечениях второстепенной балки pq=19
Определение усилий (М и Q) в расчётных сечениях балки производим по формулам
на крайней свободной эпюре: МLe МLex=19597х57211=579кНм
на первой промежуточной опоре: Мвsup= -(q+p) Мвsup=-19597х565214=-447кНм
в средних пролётах и над средними опорами: МLm= - Мсsup=-(q+p) МLm=±19597х5675216=±391кНм
Г) Поперечные силы у грани опор.
Опора А: Q=(p+q)a1 где а1=04(L0ex-L'2)
Q=19597х223=437кН при а1=04(57-0252)=223м
Опора В слева: Q=-(p+q)a2 где а2=06(L0ex-L'2)
QL =-19597х3345=-656кН при а2=06(57-0252)=3345м
Опора В справа и слева: Q=(p+q)a3 где а3=05L0m
Qz =19597х2825=554кН при а3=05х565=2825 м
Д) Подбор сечения второстепенной балки:
Поскольку расчёт ведётся по выравненным моментам с учётом образования пластических шарниров проценты армирования должны быть такими чтобы ≤035. Принимаю = 03 значит А0=0255. Сечение прямоугольное т.к. на опоре момент отрицательный и полка находится в сжатой зоне. Размеры поперечного сечения балки определяю по опорному моменту у грани опоры при =03 приняв ширину сечения и b=200 мм.
h0=√(МА0Rвb); где М – момент на опоре В h0=√(57940(0255х77х200))=384мм
h= h0+a где а – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до растянутой грани бетона 35мм.
h=384+35=419мм принимаю h=420мм.
В крайних пролётах М=5794 кНм. Плита расположена в сжатой зоне. Согласно п.316 СНиП 2.03.01-84 при h'fh=842=019>01. Ширина сжатой плиты в'f вводимая в расчёт принимается из условия что ширина полки в каждую сторону от ребра должна быть не более 16 пролёта. b'f=1хLmх26=60003=2000мм.
Табличный коэффициент определяю по формуле: А0=М(Rbbh02)
По А0 нахожу и вычисляю площадь поперечного сечения арматуры: As=M(Rsh0)
h0=42-55=365см Изгибающий момент в крайнем пролёте МLex=5794 кНм.
А0= МLex(Rbb'fh02) А0=5794000(77х200х3652х102)=0028
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0986
Аs= МLex(Rsh0) Аs=5794000(280х0986х365)=575 мм2
Принимаю 2 20 AII Аs=628мм2
Во втором и третьем пролётах:
h0=42-35=385см; МLm=3910
А0= МLm(Rbb'fh02) А0=3910000(77х200х3852х102)=0017
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0992
Аs= МLm(Rsh0) Аs=3910000(280х0992х385)=366 мм2
Принимаю 2 16 AII Аs=402мм2
h0=42-2=40см; МLm=-391кНм
А0= МLm(Rbb'fh02) А0=3910000(77х20х402х102)=0159
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0913
Аs= МLm(Rsh0) Аs=3910000(280х0913х40)=382 мм2
Принимаю 11 8 AII Аs=553мм2 или 2 16 AII Аs=402мм2
h0=42-2=40см; МLm=-447
А0= МLm(Rbb'fh02) А0=4470000(77х20х402х102)=0181
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0899
Аs= МLm(Rsh0) Аs=4470000(280х0899х40)=444 мм2
Принимаю 2 18 AII Аs=509мм2 или 11 8 AII Аs=553мм2
Е) Расчёт на поперечные силы:
Расчёт балки по наклонным сечениям на действие поперечных сил (т.е. определение диаметра и шага поперечных стержней в каркасах) производится для сечений по граням опор.
) По наибольшей поперечной силе проверяю условие.
где b3 принимается равным 06 для тяжелого бетона; фf коэффициент учитывающий влияние сжатых полок. Определяется по формуле фf =075(b'f-b)h'fbh0≤05; h'f=80мм; b=200мм;
h0=420-20=400мм; расчётное сопротивление бетона Rbt=067МПа; b'f принимается не более b+3h'f b'f =200+3х80=440мм; фf =075х(440-200)х80(200х400)=01805;
Q≤06х(1+018)х067х200х4001000=3795 кН
7кН>3795кН следовательно поперечные стержни надо ставить по расчёту во всех опорных зонах
На опоре В слева QL =-656кН. При выбранном диаметре рабочей арматуры 20мм из условия сварки минимальный диаметр поперечных стержней должен быть d=6мм (табл. 8 приложения) принимаю 6АI. Шаг поперечных стержней должен быть не более величины Smax определяемой по формуле: Smax= b2Rbtbh02(1+ фf)Q где b2-коэффициент учитывающий влияние вида бетона b2=2.
Smax=2х067х200х4002х(1+018)65600=771мм
Принимая шаг поперечной арматуры по конструктивным соображениям S=150мм.
) При конструктивно назначенных диаметре и шаге поперечной арматуры погонное усилие воспринимаемое поперечными стержнями определяю по формуле: qsw=RswAswS где
Rsw-расчётное сопротивление растяжению поперечной арматуры Rsw=175МПа Аsw=2х283=566 принимаю 57мм2.
qsw=57х175150=665Нмм
) Длина проекции невыгодного наклонного сечения определяется по формуле: С=√(b2Rbt(1+ фf)bh02 qsw)
C=√(2х067х(1+018)х200х4002665)=872мм
Если С>2h0=2х400=800мм; 800>872 принимаю С=800мм.
) Шаг поперечных стержней должен быть не более величины определяемой по формуле: Smax= b2Rbtbh02(1+фf)Q
Smax=2х067х200х4002(1+018)65600=772мм
) Определяю усилие воспринимаемое поперечными стержнями: Qsw=qswС
) Усилие воспринимаемое бетоном: Qb= b2Rbtbh02(1+фf)C
Qb=2х067х200х4002(1+018)800=63240
) Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами на действие поперечной силы должна производиться из условия Q03фw1фb1Rbbh0 где фw1 учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента определяется по формуле:
фw1=13-5αw где α=ЕsEb=210000 МПа23000 МПа=913; w=Aswbs=57(200х150)=00019; фw1=1+5х913х00019=1087; фb1=1-Rb где - коэффициент принимаемый равным 001 для тяжелого бетона ; фb1=1-001х77=0923.
Q=03х1087х0923х77х200х400=185366Н
4 кН185366кН прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
) Проверка условия прочности наклонного сечения на действие поперечной силы:
4 кН532кН+6324кН=11644кН
По конструктивным требованиям принимаю на опорных участках длиной L4=64=15м; шаг поперечных стержней S=15см; в средней зоне по длине ригеля L2=3м; шаг поперечных стержней S=25см.
Расчёт главной балки по несущей способности. Статический расчёт балки.
Главные балки монолитных ребристых перекрытий рассчитываю как многопролётные неразрезные без учёта защемления в колоннах. Нагрузка на главную балку передаётся от второстепенных балок без учёта их неразрезности в виде сосредоточенных нагрузок G и Р. Так как собственный вес главной балки составляет незначительную часть сосредоточенных нагрузок передаваемых второстепенными балками равномерно распределённую нагрузку от собственного веса главной балки можно приводить к сосредоточенным нагрузкам приложенным в местах расположения второстепенных балок и равным весу участка главной балки между второстепенными балками. При предварительном определении собственного веса главной балки её высоту можно принимать равной 18:112 пролёта принимаю h=70см а ширину 13:12 высоты принимаю b=35см.
А) Определяю расчётные пролёты:
крайние: L0ex=505-025+0382=599 (м)
Б) Определение расчётных нагрузок:
Постоянная G: от плиты и пола – 2340х213х6=29905кН
от собственного веса второстепенной балки – 1833х6=10996кН
от собственного веса главной балки – 035х07х213х24500х11=14064кН
итого 54965кН принял G=55кН.
Временная нагрузка: Р=6х213х6=767кН.
В) Значения усилий в сечениях балки определяю при помощи табл. 10 приложения.
Изгибающие моменты и поперечные силы при равных или отличающихся не более чем на 20% пролёта при сосредоточенных нагрузках определяю по формуле:
где L –пролёт между осями опор α и – табличные коэффициенты (табл. 10 приложения)
Учитывая пластические деформации провожу перераспределение изгибающих моментов для случая загружения временной нагрузки двух первых пролётов. Величину опорного момента на опоре В уменьшаем на 30% т.е. до величины Мвsup= -07х23875=-167123кН.
Г) Подбор высоты сечения балки:
Применяю сечение колонны 350х350 мм.
Момент на грани опоры В: М=Мвsup-Qzhcol2=-167123+14873х0352=-141096кН
Поскольку расчёт ведётся по выравненым моментам с учётом образования пластических шарниров высоту поперечного сечения главной балки определяю по опорным моментам у грани опоры при =03 следовательно по табл. 3 приложения определяю А0=0255. Рабочая высота сечения балки определяется по формуле: h0=√(М(А0Rbb)); h0=√(141096(0255х77х035))=453мм.
Принимаю следующие размеры сечения h=70см и b=35см.
Д) Подбор сечения арматуры.
Главная балка по изгибающим положительным моментам в пролёте работает как тавровая а на действие отрицательного момента на опоре как прямоугольная.
h0=70-45=655см изгибающий момент в крайнем пролёте МLex=21316кНм ширина полки таврового сечения b'f=60002=3000мм.
А0= МLex(Rbb'fh02) А0=21316000(77х300х6552х102)=0022
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0989
Аs= МLex(Rsh0) Аs=21316000(280х0989х655)=1175 мм2
Принимаю 2 28 AII Аs=1232мм2
h0=70-45=655см; МLm=12176кНм
А0= МLm(Rbb'fh02) А0=12176000(77х300х6552х102)=0012
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0994
Аs= МLm(Rsh0) Аs=12176000(280х0994х655)=668 мм2
Принимаю 2 22 AII Аs=760мм2
h0=70-6=64см; МLm= 14110 кНм; b=350мм.
А0= МLm(Rbbh02) А0=14110000(77х35х642х102)=0128
Для значения А0 в табл.3 приложения определяю =0931
Аs= МLm(Rsh0) Аs=14110000(280х0931х64)=846 мм2
Принимаю 2 25 AII Аs=982мм2
По наибольшей поперечной силе проверяю условие.
где b3 принимается равным 06 для тяжелого бетона; фf коэффициент учитывающий влияние сжатых полок. Определяется по формуле фf =075(b'f-b)h'fbh0≤05; h'f=80мм; b=350мм;
h0=700-60=640мм; расчётное сопротивление бетона Rbt=067МПа; b'f принимается не более b+3h'f b'f =350+3х80=590мм; фf =075х(590-350)х80(350х590)=006405;
Q≤06х(1+0064)х067х350х(700-45)1000=98083 кН
674кН>98083кН следовательно поперечные стержни надо ставить по расчёту во всех опорных зонах
Исходя из условий сварки (табл. 8 приложения) принимаю поперечную арматуру 10AI. Шаг поперечных стержней должен быть не более величины Smax определяемой по формуле:
Smax= b2Rbtbh02(1+ фf)Q где b2-коэффициент учитывающий влияние вида бетона b2=2.
Smax=2х067х35х6552х100х(1+0064)106740=201см
Проверяю условие: w=157350150=0003>00015 условие выполняется.
Погонное усилие в поперечных стержнях: qsw=RswAswS где Rsw=175МПа Аsw=2х785=157мм2 принимаю 157мм2.
qsw=157х175150=1832Нмм
Длина проекции невыгодного наклонного сечения определяется по формуле:
С=√(b2Rbt(1+ фf)bh02 qsw)
C=√(2х067х(1+0064)х350х65521832)=1081мм
Определяю усилие воспринимаемое поперечными стержнями: Qsw=qswС
Qsw=1832х1090=199652Н
Усилие воспринимаемое бетоном: Qb= b2Rbtbh02(1+фf)C
Qb=2х067х350х6552(1+0064)1090=196466Н
Проверка условия прочности наклонного сечения на действие поперечной силы:
674кН196466кН+199652кН=396118кН - прочность обеспечена
Исходя из условий сварки (табл. 8 приложения) принимаю поперечную арматуру 10AI.
Принимаю шаг поперечной арматуры по конструктивным соображениям S=150мм.
Проверяю условие: w=157350150=00030>00015 условие выполняется.
C=√(2х067х(1+0064)х350х64021832)=1056мм
Qsw=1832х1060=194157Н
Qb=2х067х350х6402(1+0064)1060=187570Н
024кН187570кН+194157кН=381727кН
Проверка прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами на действие поперечной силы должна производиться из условия Q03фw1фb1Rbbh0 где фw1 учитывающий влияние хомутов нормальных к продольной оси элемента определяется по формуле:
фw1=13-5αw где α=ЕsEb=210000 МПа23000 МПа=913; w=Aswbs=157(350х150)=0003; фw1=1+5х913х0003=1136; фb1=1-Rb где - коэффициент принимаемый равным 001 для тяжелого бетона ; фb1=1-001х77=0923.
Q=03х1136х0923х77х350х640=542800Н
024кН5428кН прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Справа от опоры прочность сечения обеспечена т.к. поперечные стержни ставлю аналогично каркасам слева.
По конструктивным требованиям принимаю на опорных участках длиной L4=644=16м; шаг поперечных стержней S=15см; в средней зоне по длине ригеля L2=32м; шаг поперечных стержней S=40см.
Ж) Обрыв опорных каркасов:
Обрыв первого каркаса влево от опоры В определяю по формуле: =Q2qsw+5d
где Q - поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня.
=170240(2х1832)+5х25=590мм>20х25=500мм
Обрыв второго каркаса влево от опоры В.
=170240(2х1832х34)+5х25=745мм
Обрыв первого каркаса вправо от опоры В.
=148730(2х1832)+5х25=531мм
Обрыв второго каркаса вправо от опоры В.
=148730(2х1832х34)+5х25=666мм
Расчёт колонн по несущей способности и устойчивости.
Колонны служат для поддерживания железобетонного перекрытия и будучи жестко связанными с главными балками по сути дела представляют собой стойки рамной конструкции. В них возникают сжимающие усилия изгибающие моменты и поперечные силы. Высота этажа Н=33м. Верх фундамента расположен на 015м ниже отметки пола.
Грузовая площадь на колонну
Аw=6х(64+605)2=3735м2
-колонны 1-го этажа L0I=33+015=345м
-колонны 2-го 3-го и 4-го этажей L0II и L0III и L0VI=33м
Принимаю сечение колонны 35х35(см)
Колонна 1 этажа 035х035х345х24500х11=113897Н
Колонна 2 и 3 этажей 035х035х33х24500х11=108945Н
Нагрузку от веса покрытия принимаю равной 80% нагрузки от веса междуэтажных перекрытий.
-длительно действующая от покрытия 08х2340х3735х12=83903Н
-от собственного веса второстепенной балки 1833х6х12=13195Н
-от собственного веса главной балки 14064Н
-от собственного веса 108945х12=13073Н
Итого G=124235кН. Кратковременная (снеговая р=05кНм2) Р=05х14х12х3735=31374кН.
Суммарное расчётное усилие: Ntot=G+P=124235+31374=155609кН
Предварительно принимаю =1% и определяю αs=RsRb=001х28077=0364
При GNtot=124235155609=0798 и L0асol=33035=943 по табл. II приложения φb=0902 φsb=0909.
=0902+2х(0909-0902)х0364=0907
L0=33020acoL=20х35=700см.
Площадь сечения продольной арматуры определяю по формуле: Astot=((Ntotφ)-RbA)-Rsc
Astot=(1556091х0907-77х350х350)280х100=-27560см2
Принимаю конструктивно согласно табл.38 СНиП 2.03.01-84
Принимаю арматуру конструктивно 4 12 AII.
-длительно действующая от покрытия 2340х3735=87399Н
Итого G=258084кН. Кратковременная (снеговая р=05кНм2) Р=31374+6х12х3735=300294кН.
Суммарное расчётное усилие: Ntot=G+P=258084+300294=558378кН
При GNtot=258084558378=0462 и L0асol=33035=943 по табл. II приложения φb=0906 φsb=0915.
=0906+2х(0915-0906)х0364=0912
Astot=(5583781х0364-77х350х350)280х100=-11830см2
Длительная G=258084+(2340х3735)+13195+108945х12+1833=391932Н
Кратковременная Р=300294+6000х12х3735=569214кН.
Суммарное расчётное усилие: Ntot=G+P=569214+391932=961146кН
При GNtot=391932961146=0408 и L0асol=33035=943 по табл. II приложения φb=0907 φsb=0915.
=0907+2х(0915-0907)х0364=0907
Astot=(9611461х0907-77х350х350)280х100=4160см2
Длительная G=391932+(2340х12х3735)+1833+113897х12+14064=526375Н
Кратковременная Р=569214+6000х12х3735=838134кН.
Суммарное расчётное усилие: Ntot=G+P=526375+838134=1364509кН
При GNtot=5263751364509=0386 и L0асol=37535=986 по табл. II приложения φb=0903 φsb=0911.
=0903+2х(0911-0903)х0364=0909
Astot=(13645091х0909-77х350х350)280х100=1993>0см2
Принимаю арматуру 4 28 AII. Аs=2463мм2.
%=2463х100350350=201
Дано: бетон В15 (Rbt=067МПа) арматура класса АIII (Rs=280МПа). Расчётное сопротивление грунта R0=250кПа. Глубина заложения фундамента Н1=085х07=0595м. Принимаю Н1=085м.
Расчётное усилие на фундамент N=1364509кН=13645кН
Расчётное усилие по предельным состояниям II-й группы NII=814813кН
Требуемая площадь подошвы фундамента определяю по формуле: Аf= NII(R0-ρmН1)
где R0-условное расчётное сопротивление грунта ρmН1-собственный вес фундамента и грунта на его уступах ρm-средний объёмный вес материала фундамента и грунта на его уступах ρm=20кПа Аf=814813(025-002х085)х106=3497
Принимаю размеры подошвы 19х19=361м2
Давление грунта Рf=NАf=1364509361=378кНм2=0378МПа
Минимальная полезная высота фундамента из условия продавливания определяется по формуле:
Н0min=12 (√(N(αRbt+Pf))-(acol+bcol)4=05х(√(1364509(1х067+0378)х106)-(035+035)4=04м
Откуда Нmin=04+004=044м
Наименьшая высота фундамента по конструктивным требованиям Нmin=bcol+25=35+25=60см
Принимаю высоту фундамента Н=70см Н0=70-4=66 и выполняю его двухступенчатым с высотой ступени 30+40 см. Размеры второй и третьей ступеней фундамента принимаю так чтобы внутренние грани ступеней не пересекали прямую проведённую под углом 45° к грани колонны на отметке верха фундамента.
Проверяю прочность нижней ступени при полезной высоте её в расчётном сечении
По условию проверяю на прочность по поперечной силе:
h'0=Pf(a-bcol-2H0)2Rbt=0378х(190-35-2х66)(2х067)=6488см26см
Проверяю по условию на прочность при продавливании: Аf=(12+2х026)2=296м2
F=1364509-(296х0378)2=246кН
F=246(1х067х584х026)х103=1017кН
Оба условия соблюдаются.
Определяю расчётные изгибающие моменты в сечениях. При подсчёте арматуры для фундамента за расчётные принимаю изгибающие моменты по сечениям соответствующим расположению уступов фундамента как для консоли с защемлённым концом:
М1=0125рf(a-bcol)2a M2=0125рf(a-a1)2a
М1=0125х0378х(190-35)2х190х100=21567328Нсм
M2=0125х0378х(190-120)2х190х100=4398747Нсм
Площадь сечения арматуры определяю по формуле:
Аs1=M109Н0Rs=215673280966280100=1297см2
Аs2=M209h'0Rs=43987470926280100=671см2
Для армирования подошвы фундамента принимаю большее из полученных значений. Принимаю нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 18 10 АII с шагом 200мм (Аs=1414мм2).
%=1414х10026180=03>min=010%
“Конструирование промышленных зданий и сооружений” – Шерешевский И.А. – Стройиздат 1979
СНиП 2.03.01.-84 “Бетонные и железобетонные конструкции”
СНиП 2.01.07-85*. “Нагрузки и воздействия”
СНиП 2.02.01-83. “Основания зданий и сооружений”
Методические указания по расчёту и конструированию железобетонного монолитного ребристого перекрытия

Многоэтажное здание с неполным железобетонным монолитным каркасом (расчёты).dwg

План междуэтажного перекрытия План фундаментов
План междуэтажного перекрытия
Слой лёгкого бетона 60мм
Цемен. песч. раств. 20мм
Спецификация элементов
Армирование второстепенной балки
Расчётная схема колонны
Спецификация фундаментов
Подготовка из бетона кл. В3
Армирование плиты и второстепенной балки
армирование условно не показано
Армирование главной балки