Розрахунок і конструювання балок перекриття

Розрахунок і конструювання балок перекриття

ЗМІСТ

1. Вибір схеми розміщення головних та другорядних балок перекриття

. Розрахунок і конструювання монолітної балкової плити

.1 Збір навантаження на 1м2 перекриття

.2 Статичний розрахунок плити

.3 Розрахунок плити на міцність за нормальними перерізами

.4 Конструювання плити

.4.1 Армування плити зварними сітками з робочою арматурою впоперечному напрямку

. Розрахунок і конструювання другорядної балки

.1 Статичний розрахунок балки

.2 Розрахунок міцності другорядної балки за нормальними перерізами

.3 Розрахунок міцності другорядної балки за нахиленими перерізами

.4.1 Армування опорних перерізів другорядної балки горизонтальними сітками

.4.2 Визначення точок обриву

. Розрахунок і конструювання плити перекриття з ребрами вгору

.1 Дані для проектування

.2 Визначення розрахункових внутрішніх зусиль в плиті

.3 Розрахунковий переріз плити

.4 Розрахунок на міцність нормальних перерізів

.5 Розрахунок на міцність нахилених перерізів

.6 Розрахунок на тріщиностійкість

.7 Визначення прогину плити

.8 Конструювання плити

. Розрахунок і конструювання ригеля таврового поперечного перерізу з полицею внизу

.1 Дані для проектування

.2 Визначення розрахункових внутрішніх зусиль в ригелі

.3 Розрахунковий переріз ригеля

.4 Розрахунок на міцність нормальних перерізів ригеля

.5 Розрахунок на міцність нахилених перерізів ригеля

.6 Побудова епюри матеріалів

.7 Розрахунок полиці ригеля

.8 Розрахунок стику ригеля з колоною

. Розрахунок і конструювання збірної колони першого поверху

.1 Дані для проектування

.2 Визначення розрахункових внутрішніх зусиль в колоні

.3 Розрахунок колони на міцність

.4 Розрахунок консолі колони

.5 Розрахунок стику колони першого і другого поверхів

. Розрахунок і конструювання фундаменту під колону

.1 Розрахунок центрально навантаженого фундаменту з низьким підколонником

. Розрахунок міцності простінку

Література

1.  
ВИБІР СХЕМИ РОЗМІЩЕННЯ ГОЛОВНИХ ТА ДРУГОРЯДНИХ БАЛОК ПЕРЕКРИТТЯ

Розміри будівлі в плані - 18,0 х 30,0 м.

Кількість поверхів - 2.

Висота поверху - 4,2 м.

Схему розташування другорядних та головних балок вибираємо на основі порівняння декількох варіантів в залежності від призначення будівлі, конструктивних розмірів, розмірів приміщень, експлуатаційних вимог.

Сітку колон призначаємо у відповідності з оптимальними прольотами головних та другорядних балок та плит:

-     для головних балок lmb=6,0м;

-        другорядних балок lab= 6,0м;

         плити lp = 2,0м.

При даних параметрах в нас виконується умова:

lab / lp ≥ 2

Орієнтовна висота:

-     головної балки hmb = (1/8 .... 1/15) lmb = (1/10) х 6,0 = 0,6 м;

-        другорядної балки hab = (1/12.... 1/20) lab = (1/15) х 6,0 = 0,4 м.

Орієнтовна ширина:

головної балки b = (0,35 .... 0,5) hmb= 0,5 х 0,6 = 0,3 м;

другорядної балки b = (0,35 .... 0,5) hab = 0,5 х 0,4 = 0,2м.

Товщину плити приймаємо в залежності від тимчасового навантаження:= 3,0кПа , тому hp = 5см.

Про економічність варіанту можна свідчити за значенням зведеної товщини бетону hred, що дорівнює відношенню об’єму плити, балок і колон до

м2 перекриття в плані.

І варіант ІІ варіант= 6м; lmb = 6м;= 6м; lab = 6м;= 2м; lp = 1,5м;= 3; nab = 5;= 5; nmb = 3;= 15 np = 12

Для І-го варіанту:

-     Зведена товщина бетону головної балки:

балка перекриття ригель фундамент

hmb,red = 0,012 Vn lmb2 (nab - 1)/nab =0,012 х 3 х 62 х (3 - 1)/3 =0,864см,

де Vp - нормативне тимчасове навантаження, 3,0 кПа;- число прольотів другорядних балок, 3 шт.

-     Зведена товщина другорядної балки:

hab,red = 0,01 х 1,5lp Vn lab (np -1)/np =0,01 х 1,5 х 2 х 3 х 6 х (15 - 1)/15 = 0,504см,

де np - число прольотів плити, 15 шт.

-     Зведена товщина бетону колон:

hc,red = 0,03 х Vn H nf ( nmb -1)(nab -1) / (nmb nab) =

= 0,03 х 3 х 4,2 х 2 х (5 - 1)(3 - 1) / (5х 3) =0,2688 см,

де nmb - число прольотів головних балок, 5 шт;- висота поверху, 4,2 м;- число поверхів, 2 шт.

Сумарна зведена товщина бетону:

= hmb,red + hab,red + hc,red = 6 + 0,972 + 0,676 + 1,02 =8,66см

Для ІІ-го варіанту:

-     Зведена товщина бетону головної балки:

hmb,red = 0,012 Vn lmb2 (nab - 1)/nab = 0,012 х 3 х 62 х (10- 1)/ 10=1,166см.

-     Зведена товщина другорядної балки:

hab,red = 0,01 х 1,5lp Vn lab (np -1)/np =0,01 х 1,5 х 1,5 х 3 х 6 х (16 - 1)/16= 0,379см.

-     Зведена товщина бетону колон:

hc,red = 0,03 х Vn H nf ( nmb -1)(nab -1) / (nmb nab) =

= 0,03 х 3 х 4,2 х 4 х (4 - 1)(10 - 1)/(4 х 10) = 1,02см.

Сумарна зведена товщина бетону:

hred = hmb,red + hab,red + hc,red = 6 + 1,166 + 0,379 + 1,02 = 8,565см.,I=8,66см > hred,II =8,565см, тому до розрахунку приймаємо ІI-й варіант.

Орієнтовні розміри поперечного перерізу балки:

-     головної - 60 х 40 см;

-        другорядної - 30 х 20 см.

2. РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ МОНОЛІТНОЇ БАЛКОВОЇ ПЛИТИ

2.1 ЗБІР НАВАНТАЖЕННЯ НА 1 м2 ПЕРЕКРИТТЯ

Навантаження , що діє на перекриття, складається з постійного та тимчасового. Постійне навантаження gn включає вагу підлоги та вагу залізобетонної плити перекриття з затиркою цементним розчином знизу (δ = 0,5 см). Значення нормативного тимчасового навантаження Vn = 3,0 кПа. ( додаток 1 Методичних порад). Розрахункові значення навантажень обчислюють множенням нормативних значень на коефіцієнти надійності щодо дії навантаження γf ( додаток 3 Методичних порад) і за класом відповідальності споруди γn ( додаток 4 Методичних порад).

Розрахунок зводимо в таблицю 2.1.

Таблиця 2.1

ЗБІР НАВАНТАЖЕННЯ НА 1 м2 ПЕРЕКРИТТЯ

2.2
СТАТИЧНИЙ РОЗРАХУНОК ПЛИТИ

Для розрахунку плити умовно вирізаємо смугу шириною b= 1м (рис.1,2) у напрямку, перпендикулярному до другорядних балок і розраховуємо як нерозрізну балку з розрахунковим лінійно розподіленим навантаженням:

gp = g b = 2,459 х 1 = 2,459 кН/м;= V b = 3,42 х 1 = 3,42 кН/м;p = q b = 5,879 х 1 = 5,879 кН/м,

де g,V, q - за таблицею 2.1; b - ширина смуги, 1м.

Значення згинальних моментів визначаємо з урахуванням перерозподілу моментів у пластичних шарнірах:

·    на першій проміжній опорі і в першому прольоті -

M = q p l2 / 11;

·    в середніх прольотах і на середніх опорах -

M = q p l2 / 16,

де l - розрахункова довжина відповідного прольоту:= 1500 - 250 - 150/2 + 120/2 = 1235 мм;= 1500 - 2 х 150/2 = 1350 мм.

Згинальні моменти:

на крайній опорі М0 = 0;

у першому прольоті М01 = q p l12/11= 5,879 х 1,2352 / 11 = 0,815 кНм;

на першій опорі М1 = q p l22/11 = 5,879 х 1,352 / 11 = 0,974кНм;

на середніх опорах і в середніх прольотахМ12 = М2 = q p l22/16 = 5,879 х 1,352 / 16 = 0,669 кНм.

Для плит, окантованих по контору другорядними та головними балками, значення розрахункових моментів зменшуємо на 20%, тому

М12 І = М2 І= 0,669 х 0,8 = 0,535 кНм.

2.3 РОЗРАХУНОК ПЛИТИ НА МІЦНІСТЬ ЗА НОРМАЛЬНИМИ ПЕРЕРІЗАМИ

Площа поперечного перерізу робочої арматури визначаємо як для елементів прямокутного перерізу з одиничною арматурою, що працюють на згинання.

Вихідні дані: М - значення згинального моменту характерні для кожного перерізу;=1м; h=0,05м; а - відстань від грані плити до центру ваги розтягнутої арматури а= 10 мм + d/2 = 10 + 5/2 = 12,5 мм, де d - діаметр робочої арматури плити - задаємо Ø5ВрІ;=8,5 Мпа ( додаток 5 Методичних рекомендацій);

γ b2= 1 ( додаток 6 Методичних рекомендацій);

μmin= 0,0005 ( додаток 7 Методичних рекомендацій);= 365 Мпа ( додаток 8 Методичних рекомендацій);

σsr = Rs= h -a = 0,05 - 0,0125 = 0,0475 м = 37,5 мм

αr = 0,440; μmin =0,0005

Проведемо розрахунки:

·    для першого прольоту : при М01 = 0,815 кНм

αm = M01 / Rb b h02= 0,815 х 106 / 8,5 х1000 х 103 х 37,52 = 0,068

αm =0,068<αr=0,44 по таблиці додаток 14 Методичних рекомендацій визначаємо ξ = 0,965

Аs1 = M01 / ξ h0 Rs = 815 / 0,965 х 37,5 х 365 = 0,850 см2

·    для першої опори: при М1= 0,974 кНм

αm = M1 / Rb b h02= 0,974 х 106 / 8,5 х 103 х 37,52 = 0,081

αm < αr по таблиці додаток 4 Методичних рекомендацій визначаємо ξ = 0,96

Аs1 = M1 / ξ h0 Rs = 974 / 0,96 х 37,5 х 365 = 0,889 см2

·    для середніх опор і середніх неокантованих плит: М2= М12= 0,669кНм

αm = M2 / Rb b h02= 0,669 х 106 / 8,5 х 103 х 37,52 = 0,055

αm < αr по таблиці додаток 4 Методичних рекомендацій визначаємо ξ = 0,97

Аs1 = M2 / ξ h0 Rs = 669 / 0,7х 37,5 х 365 = 0,814 см2

·    для середніх опор і середніх окантованих плит: М21= М121= 0,535 кНм

αm = M21 / Rb b h02= 0,535 х 106 / 8,5 х 103 х 37,52 = 0,044

αm < αr по таблиці додаток 4 Методичних рекомендацій визначаємо ξ = 0,975

Аs1 = M21 / ξ h0 Rs = 535 / 0,975 х 37,5 х 365 = 0,781 см2

2.4 КОНСТРУЮВАННЯ ПЛИТИ

Армування плити виконаємо зварними сітками з робочою арматурою в поперечному напрямку.

2.4.1 АРМУВАННЯ ПЛИТИ ЗВАРНИМИ СІТКАМИ З РОБОЧОЮ АРМАТУРОЮ В ПОПЕРЕЧНОМУ НАПРЯМКУ

Для армування застосовуємо зварні сітки з робочою арматурою Ø3ВрІ, Ø4ВрІ та розподільчою поздовжньою арматурою Ø3ВрІ. Сітки вибираємо за додатками 9.10. Результати підбору арматури див. Таблицю 2.4.1.

Таблиця 2.4.1

У прольотах і на опорах встановлюємо по одній сітці. Ширина над опорної сітки визначається чвертю прольоту по обидва боки від опори:

х 1/4 l0 + bab= 2 х 1/4 х 1500 + 200 = 950мм

На першій проміжній опорі встановлюємо по дві розсунутих сітки. Ширина кожної сітки зумовлена випуском за одну грань балки на 1/4 прольоту, а за другу грань на 1/8 прольоту:

1/4 l0 + bab + 1/8 l0=1/4 х 1500 + 200 + 1/8 х 1500 = 800 мм

У місцях опирання плити на стіну додатково встановлюємо верхні сітки, площа робочих стержнів яких повинна бути не меншою за 1/3 площі прольотної арматури. Ширина такої сітки визначається відстанню від краю сітки до стіни, яка повинна бути не меншою за 1/10 прольоту плити:

/10 l0 + а2 = 1/10 х 1500 + 110 = 260мм.

3.  
РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ ДРУГОРЯДНОЇ БАЛКИ

3.1 СТАТИЧНИЙ РОЗРАХУНОК БАЛКИ

Другорядна балка розраховується як статично невизначена багато прольотна балка, середніми опорами якої є головні балки, а крайніми - стіни. Розрахункові прольоти другорядної балки, визначаються і становлять:

l1 = 6000 - 1/2 bmb - 1/2 х 250 = 6000 - 1/2 х 400 - 1/2 х 250 = 5675мм= 6000 - bmb = 6000 - 400 = 5600мм

На балку діють навантаження від плити і від власної ваги балки. Ці навантаження збираємо з вантажної площі другорядної балки, ширина якої рівна кроку другорядної балки і, одночасно, прольоту плити. Для розрахунків користуємось формулою:

qab = qp lp +(hab - hp) bab γ γf γn ,

де qp - повне навантаження на плиту перекриття , 5,879 кПа;- прольот плити, 1,5м;- висота другорядної балки, 0,3м;- товщина плити, 0,05м;- ширина другорядної балки, 0,2м;

γ - питома вага залізобетону, 25000н/м3 = 25 кН/м3

γf - коефіцієнт надійності щодо дії навантаження, 1,1;

γn - коефіцієнт надійності щодо відповідальності споруди, 0,95.= 5,879 х 1,5 + (0,3 - 0,05) х 0,2 х 25 х1,1 х 0,95 = 10,12кН/м,

в тому числі тимчасове навантаження:= 3,42 х 1,5 = 5,13 кН/м

і, відповідно, постійне навантаження:

gab = qab - Vab= 10,12 - 5,13 = 4,99 кН/м

Розрахунок другорядних балок виконуємо з врахуванням перерозподілу моментів за формулою:

М = β q l2 , кНм,

де β - табличний коефіцієнт;- навантаження на другорядну балку;- відповідний проліт другорядної балки.

Поперечні сили визначаємо для трьох характерних перерізів:

а) на крайній опорі Q = 0,4 q l1 = 0,4 х 10,12 х 5,675 = 22,97 кН;

б) біля опори, ліворуч Q = 0,6 q l1 = 0,6 х 10,12 х 5,675 = 34,45 кН;

в) біля першої опори, праворуч Q = 0,5 q l2 = 0,5 х 10,12 х 5,6 = 28,33кН

Таблиця 3.1

3.2 РОЗРАХУНОК МІЦНОСТІ ДРУГОРЯДНОЇ БАЛКИ ЗА НОРМАЛЬНИМИ ПЕРЕРІЗАМИ

В монолітних перекриттях другорядна балка працює спільно з плитою, тобто її поперечний переріз є тавровим.

Ширина звисів тавра, які враховуються в розрахунку, не повинна бути більша від половини відстані між внутрішніми гранями другорядних балок і не більша від 1/6 прольоту. Тому:

bIf =1,5 х 1/6 lab + bab =1,5 х 1/6 х 5,6 + 0,2 = 1,5м

Висота полиці тавра:= hp = 5см.

Вихідні дані: арматура класу А-І, тому Rs =Rsc =225МПа;

бетон класу В-15, тому Rb=8,5 МПа;= 200мм; h= 300мм; bIf = 1500мм; hf 1=50мм;

γ b2= 0,9 ( додаток 6 Методичних рекомендацій);

μmin = 0,0005

αr = 0,44; ξr = 0,698; задаємось а= 30мм.

У першому прольоті при М = 29.65кН/м:

h0 = h - a = 300 - 30 = 270 мм= Rb bIf hf 1(h0 - 0,5 hf 1) = 8,5 х 50 х 1500 х( 270 - 0,5х50) = 15,61 кН/м

М > MfI

Розрахунок продовжуємо як для елементу прямокутного профілю.

29,65-8,5*(1500-200)*50*(270-0,5*50)/8,5*200*2702=0,13

За таблицею додаток 14 (Методичних рекомендацій) визначаємо ζ=0,93.

Аs1= ξ* =0.93*8.5*200*270+8.5*(1500-200)*50/225=4.35 см2

А`s= μ*b*h0=0.0005*20*27=0.27 см2

μ= Аs1/b*h0=4.35/150*27=0.01

μmin = 0,0005<μ = 0,01

Приймаємо робочу арматуру 4Ø14 А-І Аs= 6.16см2.У верхній частині приймаємо арматуру 2Ø6 А-ІІ А`s=0,57 см2.

У другому прольоті при М = 19.83 кН/м:= h - a = 300 - 30 = 270 мм

MfI= Rb bIf hf 1(h0 - 0,5 hf 1) = 8,5 х 50 х 1500 х( 270 - 0,5х50) = 15,61 кН/м

М > MfI

Розрахунок продовжуємо як для елементу прямокутного профілю.

19.81-8,5*(1500-200)*50*(270-0,5*50)/8,5*200*2702=0,05

За таблицею додаток 14 (Методичних рекомендацій) визначаємо ζ=0.998.

Аs1= ξ* =0.998*8.5*200*270+8.5*(1500-200)*50/225=4.49 см2

Стиснута арматура за розрахунком не потрібна, її встановлюємо конструктивно

А`s= μ*b*h0=0.0005*20*27=0.27 см2

μ= Аs1/b*h0=4.49/150*27=0.011

μmin = 0,0005<μ = 0,011

Приймаємо робочу арматуру 4Ø12 А-І Аs= 4.52см2.У верхній частині приймаємо арматуру 2Ø6 А-ІІ А`s=0,57 см2.

В опорних перерізах діють від’ємні згинальні моменти, плита розташована в розтягнутій зоні, тому перерізи балки розглядають як прямокутні, шириною b=bab=200мм.

На першій опорі при М = 23.3 кН/м:= h - a = 300 - 30 = 270 мм

23,3/8,5*200*2702=0,188

αm =0,188<αr=0,44

За таблицею додаток 14 (Методичних рекомендацій) визначаємо ζ=0,895.

Аs1 = M / ξ *h0 *Rs = 23,3 / 0,895 х 270 х 225 = 4.28 см2

μ= Аs1/b*h0=4.28/20*27=0.043

μmin = 0,0005<μ = 0,043

Аs = Аs1 =4.28 см2

На другій опорі при М = 19,83кН/м:= h - a = 300 - 30 = 270 мм

19,83/8,5*200*2702=0,16

αm =0,16<αr=0,44

За таблицею додаток 14 (Методичних рекомендацій) визначаємо ζ=0,912.

Аs1 = M / ξ *h0 *Rs = 19,83 / 0,912 х 270 х 225 = 3,5 см2

μ= Аs1/b*h0=3,5/20*27=0.0064

μmin = 0,0005<μ = 0,0064

Аs = Аs1 =3,5 см2

3.3 РОЗРАХУНОК МІЦНОСТІ ДРУГОРЯДНОЇ БАЛКИ ЗА НАХИЛЕНИМИ ПЕРЕРІЗАМИ

Для забезпечення міцності нахилених перерізів слід дотримуватися таких конструктивних вимог:

-     діаметр поперечних стержнів (хомутів) має бути не меншим за чверть більшого діаметру робочих стержнів;

-        крок поперечних стержнів на приопорних ділянках для висоти 300мм має бути: s≤150мм.

         крок на середині прольоту має бути: s≤450мм.

Діаметр стержнів d=4мм, тому можна прийняти хомути d=4мм з арматури класу А-I. Приймаємо крок у приопорних ділянках , а в середині прольоту .

Розрахунок починаємо з першої проміжної опори зліва, де діє максимальна поперечна сила 34,45 кН .

Вихідні дані: 34,45 кН; q1=g+v/2=4.99+5.13/2=7.55; арматура класу А- І, тому Rsw =225МПа; ; ; ; бетон класу В-15, тому Rbt=0,66 МПа; ; - елемент без попередньо напруженої арматури; - елемент прямокутного профілю;

1.

.

. Q=34.45>Qu=21.78

.

.

.

. qsw=Rsw*n*Asw/S=225*2*0.126/1.819=31.17 кН/м

. q1=7.55<qsw*0.56=17.47 кН/м

.

. C=970.4мм>Cmax=917мм

`.

. Qb1=*k*Rbt*b*h02/C=2*1*0.66*200*2752/917=21.77 кН

. Qb1=21,77<Qmin=21.78 кН

. Qb=Qmin=21.78 кН

14. qsw,min= Qb/2*h0=21.78/2*275=39.6 кН/м

15. qsw,min=39,6> qsw=31.17 кН/м

`. C0=2*b0=2*200=400 мм

. Qu2=2*qsw*C0=2*31.17*400=24.93 кН

. Q-q1*C=34.45-17.47*917=18.43<Qu2=24.93 кН

Міцність перерізу забезпечена.

Очевидно, якщо на інших ділянках, де поперечна сила менша, прийняти хомути Ø4А-I з кроком 150мм, то міцність нахиленого перерізу буде також забезпечена.

На середніх ділянках балки приймаємо хомути Ø4А-I з кроком 300мм за конструктивними вимогами.

3.4.1 АРМУВАННЯ ОПОРНИХ ПЕРЕРІЗІВ ДРУГОРЯДНОЇ БАЛКИ ГОРИЗОНТАЛЬНИМИ СІТКАМИ

На першій опорі вкладаємо по дві розсунутих сітки. Площа поперечного перерізу сіток визначена в п. 3.2 і для першої опори становить 4.28 см2. Оскільки другорядна балка розраховується на навантаження, зібрані з вантажної площі завширшки 1,5м, що дорівнює ширині плити, то вся арматура повинна рівномірно розподілятися по ширині плити. Підбираємо сітку з  Аs= 4.28/1.5=2.85см2

Приймаємо дві сітки з робочою арматурою Ø4Вр-I з кроком 200мм та з Всього . Розподільча арматура Ø3Вр-I з кроком 400мм.

Ширина кожної сітки визначається випуском за одну грань опори на 1/4

прольоту, а за другу грань на 1/8 прольоту.

Ширина однієї сітки становитиме:

.

На другій опорі вкладаємо одну сітку. Площа поперечного перерізу сіток визначена в п. 3.2 і для другої опори становить 3,5 см2. Оскільки другорядна балка розраховується на навантаження, зібрані з вантажної площі завширшки 1,5м, що дорівнює ширині плити, то вся арматура повинна рівномірно розподілятися по ширині плити. Підбираємо сітку з  Аs= 3,5/1.5=0,777см2

Приймаємо сітку з робочою арматурою Ø4Вр-I з кроком 200мм та з Всього . Розподільча арматура Ø3Вр-I з кроком 400мм.

Ширина кожної сітки визначається випуском за одну грань опори на 1/4

прольоту, а за другу грань на 1/8 прольоту.

Ширина однієї сітки становитиме:

.

3.4.2 ВИЗНАЧЕННЯ ТОЧОК ОБРИВУ

Арматура першого прольоту

)        Коефіцієнт ;

;

)        Коефіцієнт ;

;

)        Несуча здатність балки ;

)        ;

)        ;

)        Інтенсивність поперечного армування ; ;

)       

)       

)        ; .

Приймаємо  ;

.

Приймаємо

)        ; .

Арматура другого прольоту

1)      Коефіцієнт ;

;

)        Коефіцієнт ;

;

)        Несуча здатність балки ;

);

);

)Інтенсивність поперечного армування ;;

)

); .

Приймаємо  ;

) ;

Арматура опорної ділянки

Оскільки на епюрі матеріалів видно, що довжини сіток С-10, розрахованих в п.3.4.1 не вистачає для сприйняття необхідного моменту, точки обривів для цих сіток ми визначаємо як для сідлуватих каркасів.

На першій опорній ділянці ліворуч обриваємо сітку С-10, залишаються 2Ø6A-I.

)        Коефіцієнт ;

;

;

)        Коефіцієнт ;

;

)        Несуча здатність балки ;

)       

)       

)        Інтенсивність поперечного армування ;

; . Приймаємо

; . Приймаємо

7)   Відстань від опори до точку дійсного обриву

На першій опорній ділянці з права обриваємо сітку С-10, залишаються 2Ø6АI.

Інтенсивність поперечного армування ;

; . Приймаємо

; . Приймаємо

Відстань від опори до точку дійсного обриву

.

Для зручності результати обчислень занесені до таблиці 4.

Креслення другорядної балки показане на аркуші 1. Арматурні вироби викреслені окремо з зазначенням позицій і розмірів, на арматурні вироби складена специфікація і відомість витрати матеріалів на другорядну балку (див. аркуш 2).

На другій опорній ділянці ліворуч обриваємо сітку С-11, залишаються 2Ø6A-I.

)        Коефіцієнт ;

;

)        Коефіцієнт ;

;

)        Несуча здатність балки ;

На другій опорній ділянці ліворуч і праворуч обриваємо сітку С-11, залишаються 2Ø6A-I.

) Інтенсивність поперечного армування ;

; . Приймаємо

; . Приймаємо

) Відстань від опори до точку дійсного обриву

.

Таблиця Визначення точок обриву стержнів при армуванні другорядної балки

Повне армування ,

см2, кНмСтержні, що обри

ваються,

мм,

кН,

мм, кН/м, ммВідстань від

2Ø14 + 2Ø14 A-I    6,16         0,03         0,98         36.85       2Ø14 98413.559885.5148598767Ліворуч у

2Ø12 + 2Ø12 A-I    4.52         0,022       0,98         27.15       2Ø14 18219.951345.71755131645Ліворуч у

4)   РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ ПЛИТИ ПЕРЕКРИТТЯ З РЕБРАМИ ВГОРУ

4.1 ДАНІ ДЛЯ ПРОЕКТУВАННЯ

Плита перекриття з ребрами вгору з номінальними розмірами 1,2 х 6,0 м, виготовляється з бетону класу В-15 та експлуатується при γ b2= 0,9 і γп=0,95. Плита армується робочою поздовжньою арматурою А-ІІІ та поперечною арматурою А-І. Конструкція відноситься до ІІІ категорії тріщиностійкості.

Таблиця 4.1

ЗБІР НАВАНТАЖЕННЯ НА 1 м2 ПЕРЕКРИТТЯ

З додатків 2,3 та 5 визначаємо розрахункові характеристики матеріалів:= 8,5 MПа; Rbt=0,75МПа; γB2= 0,9; Rbn= Rb,ser=11,0 Мпа; Rbt= Rbt,ser=1,15 МПа;

Еb= 20,5 х 103 МПа

Для арматури класу А-Ш:=265 МПа - при діаметрі 10-40 мм=355 МПа - при діаметрі 6-8 мм=290 МПа; Еs=2 х 105 МПа;

Для арматури класу Вр-I діаметром 5мм:=360 МПа; Rsw=260 МПа; Еs=1,7 х 105 МПа

4.2 ВИЗНАЧЕННЯ РОЗРАХУНКОВИХ ВНУТРІШНІХ ЗУСИЛЬ В ПЛИТІ

Плиту розраховуємо, як свобідно оперту балку таврового січення з рівномірно розподіленою нагрузкою.

Нагрузки на 1м довжини панелі шириною 1,2м:

         повне нормативне навантаження q= 10,711 х 1,2=12,85 кН/м;

         повне нормативне довготривале навантаження qпl=8,805 х 1,2=10,57 кН/м;

         повне розрахункове навантаження qп=9,805 х 1,2=11,77 кН/м;

Визначаємо максимальний згинальний момент:

-     від повного розрахункового навантаження

-     від повного нормативного навантаження

-     від повного нормативного довготривалого навантаження

Максимальна поперечна сила від повного розрахункового навантаження

4.3 РОЗРАХУНКОВИЙ ПЕРЕРІЗ ПЛИТИ

Дійсний переріз плити зводимо до розрахункового прямокутного:=280 мм; h=260 мм.

Розрахунок ведемо як для елементів прямокутного профілю за схемою алгоритму № 2:

.

.

.  (додаток 7 Методичних рекомендацій)

. По таблиці дод.8 Методичних рекомендацій визначаємо

. 2

. 2

.

.  додаток 21 Методичних рекомендацій

. 2

. Приймаємо для армування 3Ø20 АШ Аs= 941 мм2 і 3Ø6 АІ Аs1= 85 мм2

.5 РОЗРАХУНОК НА МІЦНІСТЬ НАХИЛЕНИХ ПЕРЕРІЗІВ

Розрахунок проведено за схемою алгоритму №7 Методичних рекомендацій.

Вихідні дані:=34,04 кН;

 - рівномірно розподілене навантаження, яке береться в розрахунках.

Приймемо діаметр хомутів 6А-I, Аsw=28,3 мм2, n=3, уточнюємо значення

Коефіцієнт  в зв’язку з відсутністю попередньо напруженої арматури, - елемент прямокутного профілю;

.

.

.

Міцність перерізу достатня.

Приймаємо конструктивно, стержні Ø6А-I Аsw=0,283 см2. Крок поперечних стержнів визначаємо по конструктивним вимогам  і не більше S=15 см

Приймаємо на при опорній ділянці довжиною ¼ прольоту (600/4=150см). Крок поперечних стержнів S=100 мм.

В середній частині прольоту панелі проектуємо їх розміщення по конструктивним вимогам при  і не більше 50см. Приймаємо крок в середній половині плити S= 150 мм.

4.6 РОЗРАХУНОК НА ТРІЩИНОСТІЙКІСТЬ

Перевірку на утворення тріщин, нормальних до поздовжньої осі елемента, проводимо за схемою алгоритму №8.

Вихідні дані:

.

.

.

.

.

.

.

. , отже тріщини утворюються.

Визначаємо ширину розкриття тріщин  у відповідності до алгоритму 9.

Вихідні дані:

 - додаток 12 Методичних рекомендацій

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Тріщиностійкість забезпечена.

Визначаємо ширину розкриття тріщин  у відповідності до алгоритму 9.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Визначаємо ширину розкриття тріщин  у відповідності до алгоритму 9.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Повна ширина розкриття тріщин

Отже тріщиностійкість плити забезпечена.

4.7 ВИЗНАЧЕННЯ ПРОГИНУ ПЛИТИ

Повний прогин плити , що визначається за формулою  повинен бути меншим від допустимого , де:

 - прогин від короткочасної дії повного навантаження при, ;

 - прогин від довгочасного навантаження при , при його нетривалій дії;

 - прогин від довгочасного навантаження при його тривалій дії.

Визначаємо прогин  за схемою алгоритму №10.

Вихідні дані:

; - додаток 22 Методичних рекомендацій;  додаток 15 Методичних рекомендацій;  див. п.6 алгоритму №8; - додаток 16 Методичних рекомендацій; -п. 4.6; - п. 4.6; ;  - п. 4.6.

.

.

.

.

.

.

Визначаємо прогин  за схемою алгоритму №10.

; ;

.

.

.

.

.

.

Визначаємо прогин  за схемою алгоритму №10.

;  - додаток 15 Методичних рекомендацій; ;

-п. 4.6; ;

.

.

.

.

.

.

Повний прогин плити

Необхідно збільшити площу арматури .

Приймемо при 3Ø32А-Ш.

Повний прогин плити  Жорсткість плити забезпечена.

4.8 КОНСТРУЮВАННЯ ПЛИТИ

В плиті з ребрами вгору в трьох ребрах встановлюємо каркаси Кр-1 з робочою поздовжньою нижньою арматурою Ø32 А-Ш та верхньою Ø6А-I. Поперечну арматуру в даних каркасах приймаємо Ø6А-I з кроком на приопорних ділянках 100мм, а на решті прольоту 150мм.

Для забезпечення тріщиностійкості плити від розтягуючих зусиль, викликаних усадкою бетону та зміною температури в полиці встановлюємо одну конструктивну сітку С-1 з арматури Ø4Вр-I. Поперечні ребра конструктивно армуємо каркасами Кр-2 з робочою арматурою Ø10А-Ш та хомутами Ø3Вр-I з кроком 200мм.

В плиті передбачено закладні деталі ЗД-1 для приварювання до ригеля та монтажні петлі М-1.

5)  
РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ РИГЕЛЯ ПРЯМОКУТНОГО ПОПЕРЕЧНОГО ПЕРЕРІЗУ

5.1 ДАНІ ДЛЯ ПРОЕКТУВАННЯ

Ригель виготовляється з бетону кл. В20 та експлуатується при і .

Ригель армується поздовжньою та поперечною арматурою А-Ш. Навантаження приймаємо з розрахунку залізобетонної плити з ребрами вгору.

Розрахункові характеристики матеріалів:

  при Ø6...8мм

  при Ø10...40мм

5.2 ВИЗНАЧЕННЯ РОЗРАХУНКОВИХ ВНУТРІШНІХ ЗУСИЛЬ В РИГЕЛІ

Ригель розраховано, як нерозрізну багато прольотну балку, кількість прольотів якої дорівнює кількості прольотів ригеля, тобто 4.

Розрахункові прольоти ригеля приймаємо рівними віддалі між осями опор:

-        в крайніх прольотах, при опиранні ригеля на стіну 30см і прив’язці стін 200мм

в середніх прольотах

Повне розрахункове навантаження при кроці ригелів 6м і його площі поперечного перерізу

, де

- обємна вага залізобетону

В тому числі тимчасове

Стале ,  

Результати зводимо в таблицю

№ прольоту           № перерізу          Відстань від лівої опори до перерізу, м       Значен. коеф.      Значення моменту, кНм 

I 10,065-160,5-69,75 х

,952=

II 60.0180,0145,225,169,75 х

,02=

III 110,0180,00345,27,569,75 х

,02=

Розрахункові поперечні сили:

на першій крайній опорі

на першій проміжній зліва

на першій проміжній справа

5.3 РОЗРАХУНКОВИЙ ПЕРЕРІЗ РИГЕЛЯ

Дійсний переріз ригеля зводимо до розрахункового прямокутного в прольоті з шириною і висотою .

5.4 РОЗРАХУНОК НА МІЦНІСТЬ НОРМАЛЬНИХ ПЕРЕРІЗІВ РИГЕЛЯ

Перший проліт: . Розрахунок проводимо за схемою №2.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Перша проміжна опора: . Розрахунок ведемо по алгоритму №2.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Другий і третій проліт:  Розрахунок ведемо за алгоритмом №2.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Друга проміжна опора: . Розрахунок ведемо за алгоритмом №2.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

Приймаємо для армування:

·        перший проліт

4Ø20 А-Ш з Аs=1256 мм2 - в розтягнутій зоні;

2Ø20 А-Ш з Аs=628 мм2 - в стиснутій зоні;

·    другий і третій проліт

4Ø16 А-Ш з Аs=804 мм2 - в розтягнутій зоні;

перша опора зліва

4Ø16 А-Ш з Аs=804 мм2 ;

·    друга опора зліва і справа

4Ø16 А-Ш з Аs=804 мм2 ;

·    перша опора справа 2Ø16 А-Ш + 2Ø16 А-Ш з Аs=804 мм2

5.5 РОЗРАХУНОК НА МІЦНІСТЬ НАХИЛЕНИХ ПЕРЕРІЗІВ РИГЕЛЯ

Розрахунок починаємо з другої опори зліва, де діє максимальна поперечна сила 249,9 кН по схемі алгоритму №7.

Вихідні дані: 249,9 кН; ; - дод.10 Методичних рекомендацій; ; ; ; - додаток 9 Методичних рекомендацій; - елемент без попередньо напруженої арматури; - елемент прямокутного профілю;

За додатком 11 Методичних рекомендацій встановлюємо крок хомутів на при опорній ділянці

  і

Приймаємо

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

.

І.

.

.

.

.

.

.

.

.

Міцність перерізу достатня.

Очевидно, якщо і на першій проміжній опорі справа і на першій крайній опорі прийняти на приопорних ділянках хомути Ø8А-Ш з кроком 150мм, то міцність нахиленого перерізу буде також забезпечена.

На середніх ділянках ригелів приймаємо хомути Ø8А-Ш з кроком 300мм за конструктивними вимогами.

На проміжних опорах в місці підрізки ригеля встановлюємо додатковий каркас Кр-2, в якому поздовжня арматура є конструктивною, а поперечна робочою.

5.6 ПОБУДОВА ЕПЮРИ МАТЕРІАЛІВ

В першому прольоті обриваємо 2 стержні Ø20А-Ш, площа залишеної арматури 2 Ø20А-Ш становитиме Аs=628мм2. В стиснутій зоні після обриву арматури на опорі залишиться 2 Ø20А-Ш з Аs=628мм2. Визначаємо тримку здатність перерізу при цьому армуванні за алгоритмом №4:

.

.

.

. - дод.7 Методичних рекомендацій

.

Визначаємо точки теоретичного обриву, поперечні сили в цих точках Q і зусилля, що сприймаються хомутами:

;=79.9 кН

Приймаємо W=0.43м, тоді відстань від краю ригеля становитиме 0,72м.

У цьому ж прольоті ліворуч від опори:=71,4 кН

Приймаємо W=0.38м, тоді відстань від опори ліворуч становитиме 1,86м.

В другому та третьому прольотах обриваємо 2 стержні Ø16А-Ш, площа залишеної арматури 2 Ø16А-Ш становитиме Аs=402мм2.

;=72,4 кН

Приймаємо W=0.41м, тоді відстань від опор становитиме 1,41м.

На першій опорі справа обриваємо 2 стержні Ø16А-Ш, площа залишеної арматури 2 ØА-Ш становитиме Аs=402мм2.

;=146,2 кН

Приймаємо W=0.41м.

Точка обриву цих стержнів буде знаходитися на відстані 1.320м від опори праворуч.

На першій опорі зліва обриваємо 2 стержні Ø20А-Ш, площа залишеної арматури 2 Ø20А-Ш становитиме Аs=628мм2.

;=148,2 кН

Приймаємо W=0.41м.

Точка обриву цих стержнів буде знаходитися на відстані 1.030м від опори ліворуч.

На другій опорі справа обриваємо 2 стержні Ø16А-Ш, площа залишеної арматури 2 Ø16А-Ш становитиме Аs=402мм2.

;=153,3 кН

Приймаємо W=0.41м.

Точка обриву цих стержнів буде знаходитися на відстані 0,9м від опори ліворуч.

На другій опорі зліва обриваємо 2 стержні Ø16А-Ш, площа залишеної арматури 2 Ø16А-Ш становитиме Аs=402мм2.

;=155,0 кН

Приймаємо W=0.41м.

Точка обриву цих стержнів буде знаходитися на відстані 0,900м від опори ліворуч.

5.8 РОЗРАХУНОК СТИКУ РИГЕЛЯ З КОЛОНОЮ

Згинальний момент в стику ригеля з колоною сприймається планкою, що приварена до ригеля і консолі в стиснутій зоні ригеля.

Плече внутрішньої пари сил Z дорівнює відстані між центрами ваги стикової планки і швелера №20б, що приварюється до нижньої арматури ригеля.

Зусилля, що виникає в стику

Площа пластинки, привареної до колони і ригеля

, де- розрахунковий опір сталі пластинки.

Товщина пластинки при її ширині 200 мм

Приймаємо , тоді

Визначаємо довжину кутового шва для приварки пластинки до закладних деталей колони при  і висоті шва

Довжина закладної деталі (пластинки), що приварюється до трьох опорних стержнів ригеля, при двосторонніх швах з урахуванням непровару

. Приймаємо

В опорній частині ригеля внизу приварено закладну деталь - швелер №20б. Визначаємо сумарну довжину зварних швів для кріплення швелера до стальної пластини консолі:

де - розрахунковий опір шва на розтяг

, де - коефіцієнт тертя сталі

При довжині опирання ригеля на консоль 150мм, довжина двосторонніх флангових швів , а довжина зварних швів по периметру підрізки . Таким чином

6)  
РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ ЗБІРНОЇ КОЛОНИ ПЕРШОГО ПОВЕРХУ

6.1 ДАНІ ДЛЯ ПРОЕКТУВАННЯ

Колона в двоповерховій будівлі з висотою поверху 3,6 м будівельна висота перекриття 450 мм виготовляється з важкого бетону класу В25 та експлуатується при і . Колона армується поздовжньою арматурою класу А-II. Навантаження на перекриття приймаємо з розрахунку збірної залізобетонної плити.

З додатків 2,3 та 5 визначаємо розрахункові характеристики матеріалів:

6.2 ВИЗНАЧЕННЯ РОЗРАХУНКОВИХ ВНУТРІШНІХ ЗУСИЛЬ В КОЛОНІ

Колону розраховуємо, як стояк з шарнірними опорами по кінцях, завантажений зосередженою силою .

Розрахункова довжина колони

Розрахункове навантаження на колону збираємо з вантажної площі

Навантаження від перекриття

Стале: - від підлоги, плит, перегородок

від ваги ригеля

Тимчасове: -

В т.ч. довготривале

короткотривале

Навантаження від покриття

Стале: - від ваги даху і плит покриття /приймаємо рівним вазі перекриття/

від ригеля

Тимчасове - короткотривале / сніг для I I -го кліматичного району/

, де

- нормативна снігова нагрузка для I I -го кліматичного району

 при

В першому наближенні вагу колони кожного поверху приймемо

Поздовжня сила в колоні:

від сталого навантаження

від тимчасового навантаження

в т.ч. довготривалого

від повного навантаження

в т.ч. довгочасного

6.3 РОЗРАХУНОК КОЛОНИ НА МІЦНІСТЬ

Розрахунок ведемо по алгоритму №11.

Вихідні дані:

; ; ; ; ; ;

.

.

. по табл. дод.17 визначаємо

. приймаємо  і

. по табл. дод.17 визначаємо

.

.

.

.

.

Приймаємо конструктивно для армування колони 4Ø25 А-II з Аs=1963мм2

6.4 РОЗРАХУНОК КОНСОЛІ КОЛОНИ

Консоль колони сприймає поперечну силу ригеля від одного міжповерхового перекриття - див.п. 5.2.

Необхідний виліт консолі  з умови мінімальної площадки опирання ригеля , де - ширина ребра ригеля. Приймаємо виліт консолі , враховуючи можливість нерівномірного тиску ригеля на опорну площадку і відстань від торця ригеля до грані колони .

Необхідна робоча висота консолі

де, для консолей I-го типу; розмір грані колони. Приймаємо висоту консолі 150мм.

Ригель опирається на консоль на довжині

Розрахунковий згинальний момент сили  відносно грані колони

Необхідна площа арматури

 по таблиці дод.8 Методичних рекомендацій

Приймаємо 2Ø20 А-II з Аs=628мм2. Ці стержні приварюються до закладної деталі колони.

Задаємося площею поперечного перерізу відігнутої арматури

.

Приймаємо по 3 відгини з кожної сторони консолі Ø10А-II з Аs,snc=471мм2

Перевіримо міцність консолі на зріз:

, де

; ; ; к=1

Міцність консолі колони на зріз забезпечена.

6.5
РОЗРАХУНОК СТИКУ КОЛОН ПЕРШОГО І ДРУГОГО ПОВЕРХІВ

По торцях колони передбачені стальні листи, а між ними центруючи прокладка.

В колоні другого поверху виникає поздовжня сила:

Розрахункову поздовжню силу в стику приймаємо з коефіцієнтом 1,5, чим враховуємо роботу стику без бетону замонолічування на період монтажних робіт:

Приймаємо розміри торцових листів ; ;

При товщині  розміри центруючої прокладки , де і - сторони центруючої прокладки.

Загальна площа контакту в стику

, де

Визначаємо коефіцієнт , що враховує вплив бетонної обойми і перевіряємо умови :

==

Визначаємо зусилля, що передаються через зварні шви і центруючи прокладку:

Висота зварного шва:

,

де - довжина шва по периметру торцевих листів з урахуванням не провару.

Приймаємо .

Задаємось непрямим армуванням - зварними сітками з арматури Ø5Вр-I /з чарунками 45 мм і кроком . Тоді кількість стержнів в сітці в кожному напрямку  ; ; .

Коефіцієнт непрямого армування сітками:

Коефіцієнт ефективності непрямого армування:

, де

Зведена міцність бетону

де

Умова міцності

Міцність стику забезпечена.

Приймаємо біля торців колони армування зварними сітками в кількості , розташованих через 60мм. Тоді довжина ділянки непрямого армування S(n-1) =60(6-1)=300мм>10d=250мм.

7)  
РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ ФУНДАМЕНТУ ПІД КОЛОНУ

Фундаменти в плані проектуємо квадратними. При цьому верх фундамента /підколонника/ приймаємо на відм. -0,15м. Відмітку підошви фундамента призначаємо в залежності від глибини промерзання грунту, тобто -1,5м.

Глибину стакана фундамента призначаємо з умови

7.1 РОЗРАХУНОК ЦЕНТРАЛЬНО НАВАНТАЖЕНОГО ФУНДАМЕНТА З ВИСОКИМ ПІДКОЛІННИКОМ

Вихідні дані:

Глибина закладання фундамента - 1,5м; -умовний розрахунковий опір грунту основи; бетон класу В12,5 - ; ; арматура класу А-I -

Розрахункове навантаження на фундамент приймаємо з розрахунку колони першого поверху:

 - нормативне навантаження на фундамент;

- усереднений коефіцієнт надійності щодо навантаження.

Визначаємо висоту фундамента:

за глибиною закладки

з умови замурування колони в фундамент

з умови анкерування арматури колони /Ø10А-II/

Приймаємо висоту фундамента 1650мм.

Необхідна площа підошви фундамента:

Приймаємо а х в = 2,4 х 2,4 кратно 300мм.

Реактивний тиск грунту на підошву фундамента:

Робоча висота фундамента з умови протискування:

.

Приймемо кінцеві розміри фундамента 2,3 х 2,3 м висотою 1,35 м.

Перевіряємо висоту нижнього уступу за умовою міцності на поперечну силу за , де

Умова міцності виконується.

Визначаємо розрахункові згинальні моменти в перерізах I-I, II-II:

Відповідно необхідна площа перерізу арматури на всю ширину фундамента:

По більшій площі підбираємо сітку. На 1м.п. . Приймаємо для армування сітку із стержнів Ø12А-I з кроком 125мм.

8. РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ СТІНИ ФУНДАМЕНТУ

Дані проектування:

Довжина розрахункової ділянки - 6 м; висота підвалу - 3 м. Матеріал стін підвалу: природний камінь М100, питома вага γ=20кН/м3; розчин М50. Товщина стіни підвалу 60 см. Розрахункові навантаження від перекриття над підвалом наведені у таблиці.

Ексцентриситет вертикального навантаження від перекриття відносно осі підвалу . Стіна першого поверху розташована з ексцентриситетом відносно стіни підвалу е2=5см. Грунт, який оточує стіну підвалу є насипним з γ=16кН/м3, кут внутрішнього тертя φ=38°. Нормативне тимчасове навантаження на поверхні землі біля стіни підвалу Р=20кПа, прикладене вище верху стіни підвалу. Товщина еквівалентного шару грунту, яким можна замінити це навантаження становить . Коефіцієнт надійності щодо дії навантаження від ваги грунту становить 1,2.

Навантаження, що діють на стіну підвалу на рівні верху фундаменту:

) вертикальні навантаження від покриття, перекриття, стіни, карнизної ділянки: N=110+204.1*3+143.9*3+56.4=1210.4 кН;

власна вага стіни підвалу: 6*0,6*3*20*1,1=237,6 кН;

) горизонтальні навантаження: розрахунковий боковий тиск грунту на стіну підвалу на рівні поверхні стіни:

розрахунковий боковий тиск грунту на стіни підвалу на рівні бетонної подушки:

Згинальні моменти, що діють в стіні підвалу:

) від перекриття Мпер=Nпер*е1=204,1*0,2167=44,23кНм;

від навантаження розташованого вище

М=N*е2=(1210,4-204,1)*(0,6/2-0,51/2)=53,25кНм;

) від горизонтальних навантажень:

Мх=-4,38х3-16,26х2+81,37х-0,65

,14х2+32,52х-81,37=0; х=1,54м.

Ммах=-4,38*1,543-16,26-1,542+81,37*1,54-0,65=70,1кНм.

Момент від перекриття і стіни на цьому ж рівні становить:

М=(44,23+45,28)*1,54/3=45,95.

Сумарний момент для даного перерізу: ΣМ=70,1-45,96=24,14кНм.

Поздовжня сила тут становитиме:=1210,1+1,54/3*237,6=1332,3кН.

Перевірка міцності:

попередньо визначаємо ексцентриситет прикладання сили

ео=М/N=24,14/1332,3=0,018м.

Пружна характеристика кладки з бутового каменю становить α=1500. Визначаємо гнучкість елемента: . За таблицею 19 методички коефіцієнт поздовжнього згину φ=0,99.

За таблицею 22 коефіцієнт ω=1. Висота стиснутої зони перерізу становить=h-2*eo=60-2*18=56.4см.

Характеристика гнучкості . За таблицею 19 коефіцієнт φс=0,99. Отже, коефіцієнт φl=0.99. Коефіцієнт  при h>30см дорівнює 1.

Міцність бутової кладки для природного каменю М100 і розчину М50 за таблицею 12 становить R=0,6МПа.

Площу стиснутої частини перерізу визначаємо за формулою:

=1332.3<1*0.99*0.9*1000000*3.38*1=2008кН.

Умова міцності виконується, отже міцність стіни підвалу є достатньою.

ЛІТЕРАТУРА

1. Залізобетонні конструкції. Методичні поради до розрахунку і конструювання монолітного залізобетонного ребристого перекриття з балковими плитами. Луцьк, ЛДТУ, 2000-75с.

. Залізобетонні конструкції. Методичні вказівки до курсового проекту. Луцьк, ЛДТУ, 1998-84с.

. Залізобетонні і кам’яні конструкції. Методичні вказівки. Луцьк, ЛДТУ, 2003р-75с.

. СНиП 2.03.01-84. Бетонні і залізобетонні конструкції. Москва, 1989-86с.

. А.П. Мандриков. Примеры расчета железобетонных конструкций.

Москва, Стройиздат, 1989-495с.

. А.Я. Барашиков. Залізобетонні конструкції. Київ, „Вища школа”,1995-592с.

. А.Я. Барашиков. Железобетонные и бетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование. Киев, „Вища школа”, 1987-415с.