Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

Содержание

1. Расчёт монолитного варианта перекрытия. Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия

. Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

.1 Расчётные нагрузки

.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

.3 Подбор сечения продольной арматуры

. Расчёт многопролётной второстепенной балки

.1 Расчётный пролёт и нагрузки

.2 Расчётные усилия

.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

.4 Расчет по сечениям, нормальным к продольной оси (подбор продольной арматуры)

.5 Подбор поперечной арматуры

. Расчёт сборного варианта перекрытия. Расчёт ребристой плиты перекрытия по предельным состояниям первой группы

.1 Определение расчётного пролёта и нагрузок

.2 Определение усилий от расчётных и нормативных нагрузок

.3 Установка размеров сечения плиты

.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

.5 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению нормальному к продольной оси

.6 Расчёт полки на местный изгиб

.7 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

.8 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

.9 Определение потерь предварительного напряжения в арматуре

.10 Расчёт ребристой плиты по образованию трещин, нормальных к продольной оси

.11 Расчёт ребристой плиты по раскрытию трещин, нормальных к продольной

.12 Расчёт прогиба ребристой плиты

. Расчёт железобетонного ригеля перекрытия

.1 Расчётная схема неразрезного ригеля

.2 Определение расчётных нагрузок

.3 Построение расчётных поперечных усилий и изгибающих моментов

.4 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

.5 Вычисление моментов в ригеле по грани колонны

.6 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

.6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

.6.2 Определение высоты сечения ригеля

.6.3 Подбор сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля

.7 Расчет прочности балок неразрезного ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

.7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

.8 Конструирование каркасов ригеля

.9 Построение эпюры материалов

. Расчёт сборной железобетонной колонны

.1 Определение расчетных нагрузок и усилий на колонну подвала

.2 Расчёт колонны подвального этажа

.3 Расчёт консоли колонны

. Расчёт монолитного центрально-нагруженного фундамента

Список литературы

1. Расчёт монолитного варианта перекрытия. Компоновка конструктивной схемы монолитного перекрытия

Монолитное ребристое перекрытие компонуем с поперечными главными балками и продольными второстепенными балками. Второстепенные балки размещают по осям колонн и в третях пролёт главной балки. Пролёты плиты между осями рёбер равны 1500 мм.

Рис.1 Конструктивный план монолитного перекрытия.

Предварительно задаёмся размерами сечения балок.

Высота главной балки

м

Ширина главной балки

м

Высота второстепенной балки

м

Ширина второстепенной балки

м→м

Принимаем толщину плиты h_пл=100 мм, так как нормативная нагрузка на междуэтажное перекрытие равна 9,0 кН/м²

Расчётный пролёт плиты в первом пролёте и на первой опоре

Расчётный пролёт плиты в средних пролётах и на средних опорах:

 

Расчётный пролёт плиты в продольном направлении:

Отношение пролётов 5,8/1,26=4,6>2 - плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению.

Рис 2. Неразрезная балочная плита.

 

2. Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

 

.1 Расчётные нагрузки

Таблица 1. Сбор нагрузок на 1 м ² перекрытия, кН/м²

Нагрузка	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
- собственный вес плиты толщ.80мм, с=25 кН/м 3	0,08х 25=2,0	1,1	2,20
- бетонный пол, h=40 мм, с=25 кН/м3	0,04х 25=1,0	1,1	1,1
Итого постоянная:	3,0	-	g=3,3
Временная нагрузкана перекрытие	9,0	1,2	v=10,8

= 3,3 кН/м² - постоянная равномерно распределённая нагрузка= 10,8 кН/м² - временная нагрузка

Полная расчётная нагрузка:+ v = 3,7 + 10,8 = 14,1 кН/м²

Для расчёта многопролётной плиты выделяем полосу 1 м, при этом расчётная нагрузка на 1 м длины равна 14,5 кН/м².

С учётом коэффициента надёжности по назначению здания г_n = 0,95, следовательно:

(g + v)*г_n = 14,1*0,95 = 13,4 кН/м².

Изгибающие моменты в средних опорах и средних пролётах:

 

В первом пролёте:

 

На первой промежуточной опоре:

 

Средние пролёты плиты окаймлены по всему контуру связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты должны быть уменьшены на 20% при условии h/l≥1/30, в данном конкретном случае условие 10/200=1/20> 1/30 выполняется, следовательно значения моментов можно уменьшить на 20%: М₁ = 1,38*0,8 = 1,11 кН*м.

Рис 3. Изгибающие моменты в неразрезной балочной плите.

 

.2 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжёлый, класса В 25: призменная прочность R_b=14,5 МПа, прочность при осевом растяжении R_bt=1,05 МПа. Коэффициент условия работы бетона г_b1=0,9.

Арматура проволочная класса В 500: расчетное сопротивление арматуры на растяжение R_S=415 МПа.

2.3 Подбор сечения продольной арматуры

В средних пролётах и на средних опорах (для М ₁):

₀ = h - a = 8 - 1,5 = 6,5 см.

Для арматуры класса В 500:

 

 

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 0,35см²

Принимаем сетку с 5-ю рабочими стержнями ∅4 В 500 (шаг 200 мм) А_s=0,628 cмІ, распределительные стержни ∅3 В 500 шаг 400мм.

В первом пролете и на первой промежуточной опоре (для М _1-2):

₀ = h - a = 8 - 1,5 = 6,5 см.

 

 

 

Необходимая площадь сечения дополнительной арматуры

Принимаем дополнительную сетку с 6-ю рабочими стержнями ∅3 В 500 (шаг 200 мм) А_s=0,424cмІ, распределительные стержни ∅3 Вр-I шаг 400мм.

 

3. Расчёт многопролётной второстепенной балки

 

.1 Расчётный пролёт и нагрузки

Расчётный пролёт равен расстоянию в свету между главными балками:

- в средних пролетах ,

в крайних пролетах.

Шаг второстепенных балок составляет а = 1,5 м.

Таблица 2. Расчётные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки

Нагрузка	Расчётная нагрузка, кН/м
Постоянная:
- собственный вес плиты с бетонным полом (см. табл. 1): 3,3кН/м 2 х 1,5 м	4,95
-собственный вес второстепенной балки bЧh = 0,4х 0,2 м с=25 кН/м 3gѓ=1,1	0,4Ч0,2Ч25Ч1,1 = 2,20
Итого:	7,15
Итого с коэффициентом надёжности по назначению здания гn=0,95	q =7,15Ч0,95 = 6,8
Временная нагрузка 9,0 кН/м 2 Ч 1,5 м	13,5
Итого с коэффициентом надёжности по назначению здания гn=0,95	p =13,5Ч0,95=12,83
- полная нагрузка на перекрытие	q + p = 6,8+12,83 = 19,63

 

.2 Расчётные усилия

Изгибающие моменты определяем как для многопролётной балки с учётом перераспределения усилий.

В первом пролёте:

 

На первой промежуточной опоре

 

В среднем пролёте и на средней опоре

 

Так как отношение p/q = 12,83/6,8 = 1,89< 3, то отрицательный момент в средних пролётах принимаем как 40% от момента на первой промежуточной опоре:

Значение поперечных сил:

на крайней опоре

 

на первой промежуточной опоре слева:

 

на первой промежуточной опоре справа:

 

 

3.3 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжёлый, класса В 25:

призменная прочность R_b=14,5 МПа.

прочность при осевом растяжении R_bf=1,05 МПа.

коэффициент условия работы бетона г_b1=0,9.

Арматура продольная класса А 400:

расчётное сопротивление растяжению R_s=355 МПа.

Арматура поперечная класса В 500:

расчетное сопротивление хомутов R_SW=300 МПа.

 

.4 Расчет по сечениям, нормальным к продольной оси (подбор продольной арматуры)

Продольная арматура подбирается для 4-х расчетных сечений: в крайнем и средних пролетах, над первой и промежуточной опорами. Проверяются также сечения в средних пролетах, в которых возникают отрицательные моменты.

На действие положительных моментов (в первом и средних пролетах)сечение рассчитывается как тавровое с полкой в сжатой зоне: толщина полки ; расчетная ширина полки

.

Для отрицательных моментов (над первой и промежуточными опорами, а также отрицательный момент в средних пролетах) сечение рассчитывается как прямоугольное размерами bЧh=20Ч40см, так как полка попадает в растянутую зону и в расчетах не участвует.

Расстояние от грани бетона до центра тяжести растянутой арматуры сверху и снизу принимаем по 50 мм.

Сечение в первом пролете:

 

Расчётное значение момента

.

Определим расчетный случай:

 

Условие выполняется, нейтральная ось проходит в полке, поэтому сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b'_f=2200мм.

 

Для арматуры класса А 400:

 

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 4,57см².

Принимаем 4 стержня ∅14 А 400 с А_s=6,16 cм²

Сечение в среднем пролёте:

 

Расчетное значение момента

 

Определим расчетный случай:

 

Условие выполняется, нейтральная ось проходит в полке, поэтому сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b'_f=2200мм.

Для арматуры класса А 400:

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 3,34см².

Принимаем 2 стержня ∅16 А 400 с А_s=4,02cм²

Сечение на первой промежуточной опоре:

 

Расчетное значение момента

Для арматуры класса А 400:

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 4,13см².

Принимаем 4 стержней ∅12А 400 с А_s=4,52cм².

Сечение на средних опорах:

 

Расчетное значение момента

Для арматуры класса А 400:

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 3,57см².

Принимаем 2 стержней ∅16 А 400 с А_s=4,02cм².

Сечение в средних пролетах при действии отрицательного момента:

 

Расчетное значение момента

Для арматуры класса А 400:

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 1,39см ².

Принимаем 2 стержня ∅12 А 400 с А_s=2,26 cм ².

 

.5 Подбор поперечной арматуры

 

Дано: свободно опертая балка перекрытия пролетом l = 5,84 м; полная равномерно распределенная нагрузка на балку q= 19,63 кН/м; временная эквивалентная нагрузка q_v = 13,5 кН/м; размеры поперечного сечения b= 200 мм, h= 400 мм; а = 50 мм; h_o= h-a = 350 мм; бетон класса В 25 (R_bt= 1,05 МПа); хомуты из арматуры класса В 500 (R_sw=300 МПа).

Сечение на крайней опоре:

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

 

 

 

Так как

, интенсивность хомутов определяем по формуле:

Шаг хомутов s_w у опоры должен быть не более h_o/2= 350/2 = 175 мм и не более 300 мм, а в пролете - 0,75Чh_o = 0,75Ч350 = 263 мм и не более 500 мм. Максимально допустимый шаг у опоры равен

 

Принимаем шаг хомутов у опоры  (кратно 50 мм), а в пролете . Отсюда

Конструктивно (по условию свариваемости с продольной арматурой диаметром 14 мм) принимаем в поперечном сечении два хомута∅5 мм (A_sw = 39,3 мм²).

Прочность бетонной полосы:

 

т.е. прочность полосы обеспечена.

Прочность наклонного сечения по поперечной силе:

Поскольку , хомуты учитываем полностью.

 

Поскольку , значение с определяем по формуле

 

Принимаем c_o = c = 700 мм. Тогда

 

 

 

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Сечение на промежуточной опоре:

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

 

 

Так как

, интенсивность хомутов определяем по формуле:

Шаг хомутов s_w у опоры должен быть не более h_o/2= 350/2 = 175 мм и не более 300 мм, а в пролете - 0,75Чh_o = 0,75Ч350 = 263 мм и не более 500 мм.

Максимально допустимый шаг у опоры равен

 

Принимаем шаг хомутов у опоры  (кратно 50 мм), а в пролете . Отсюда

Конструктивно (по условию свариваемости с продольной арматурой диаметром 14 мм) принимаем в поперечном сечении два хомута ∅5 мм (A_sw = 39,3 мм²). Прочность бетонной полосы:

 

т.е. прочность полосы обеспечена.

Прочность наклонного сечения по поперечной силе:

Поскольку, хомуты учитываем полностью.

 

Поскольку , значение с определяем по формуле

 

Принимаем c_o = c = 700 мм. Тогда

 

 

 

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

4. Расчёт сборного варианта перекрытия. Расчёт ребристой плиты перекрытия по предельным состояниям первой группы

 

.1 Определение расчётного пролёта и нагрузок

Для установления расчётного пролёта плиты предварительно задаемся размерами сечения ригеля.

 

 

при опирании на ригель поверху расчётный пролёт плиты составляет:

Подсчёт нагрузок на 1 м² перекрытия приведён в таблице 3.

Таблица 3. Сбор нагрузок на 1 м² перекрытия.

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м 2		Расчетная нагрузка, кН/м 2
1. Постоянная:
- от собственного веса ребристой плиты с заливкой швов, r = 25 кН/м 3	0.1´25,0	1,1	2,75
-бетонный пол 40 мм, 25кН/м 3	0,0425=1,01,11,1
Итого:	qn = 3,5		q = 3,85
2. Временная в том числе - длительная (70%) - кратковременная (30%)	pn = 9,0  pln = 6,3 pshn = 2,7	1,2  1,2 1,2	p = 10,8  pl = 7,56 psh = 3,24
3. Полная нагрузка в том числе - постоянная и длительная - кратковременная	qn + vn = 12,5  qn + pln = 9,8 pshn = 2,7	-  - -	q + p = 14,65  q + pl = 11,41 psh = 3,24

Расчётная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,5 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания г_n=0,95:

- постоянная ;

временная ;

полная .

Нормативная нагрузка на 1 м длины:

постоянная:

постоянная и длительная ;

полная.

 

.2 Определение усилий от расчётных и нормативных нагрузок

От полной расчётной нагрузки:

 

 

От полной нормативной нагрузки:

 

 

От нормативной постоянной и длительной нагрузки:

 

4.3 Установка размеров сечения плиты

Высота сечения ребристой предварительно напряжённой плиты

= l₀/20 = 590/20 = 29,5 см→ 30 cм

Рабочая высота сечения:

₀=h-a=30-3=27 cм

Ширина продольных рёбер понизу - 7 см, ширина верхней полки - 146 см. В расчётах по предельным состояниям первой группы расчётная толщина сжатой полки таврового сечения =5 см, отношение /=5/30=0,167> 0,1, при этом в расчёт вводится вся ширина полки =146 см, расчётная ширина ребра b=2∙7=14cм.

Рис 4. Поперечные сечения ребристой плиты: А) размеры сечения; Б) к расчёту по предельным состояниям первой группы; В) к расчёту по предельным состояниям второй группы.

 

4.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Ребристую предварительно напряжённую плиту армируем стержневой арматурой класса А 800 с электротермическим натяжением на упоры форм. Технология изготовления плиты - агрегатно-поточная с применением пропаривания. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-ей категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении. Масса плиты составляет 2,25 т.

Арматура продольных рёбер класса А 800, нормативное сопротивление растяжению R_sn=800 МПа, расчётное R_s=695 МПа, модуль упругости Е_s=190000 МПа.

Передаточную прочность бетона R_bp(прочность бетона к моменту его обжатия, контролируемая аналогично классу бетона по прочности на сжатие) следует назначать не менее 15 МПа и не менее 50% принятого класса бетона. Назначаем R_bp= 17,5 МПа.

Полка плиты армируется проволочной арматурой В 500: расчетное сопротивление арматуры на растяжение R_S=415 МПа, расчетное сопротивление хомутов R_SW=300 МПа, модуль упругости арматуры Е=170000 МПа.

Поперечное армирование также выполняется арматурной проволокой В 500.

Бетон тяжёлый класса В 25, соответствующий напрягаемой арматуре. Нормативная призменная прочность R_bn= R_b.ser=18,5 МПа, расчётная R_b=14,5 МПа; коэффициент условия работы бетона г_b1=0,9. Нормативное сопротивление при растяжении R_btn= R_bt.ser=1,55 МПа, расчётная R_bt=1,05 МПа; начальный модуль упругости бетона Е_b=30000 МПа.

 

4.5 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению нормальному к продольной оси

Расчетный момент от полной нагрузки

 

Расчетная высота сечения

h_o= h - а =300 - 30 = 270 мм.

Проверяем условие:

 

Условие выполняется, граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b =b'_f =1460 мм.

 

При классе арматуры А 800 и у_sp/R_s = 0,6 находим о_R = 0,41, тогда

 

то есть сжатая арматура по расчету не требуется.

Так как о/о_R = 0,0608/0,41 = 0,148< 0,6 принимаем г_s3=1,1.

 

Принимаем 2∅18 А 800 (А_sp = 5,09 см ²).

 

.6 Расчёт полки на местный изгиб

Запроектируем плиту без поперечных ребер, тогда расчётный пролёт полки равен расстоянию в свету между продольными ребрами.

При толщине ребер поверху 9см составит: l₀= 146-2∙9 = 128 cм.

Нагрузкуна 1 м² полки можно принять, как для плиты в целом:

Изгибающие моменты для полосы шириной 1м определяем с учётом частичной заделки в рёбрах:

Рабочая высота сечения полки h₀= 5-1,5 = 3,5 см

Для арматуры класса В 500:

 

 

 

 

Необходимая площадь сечения арматуры - 1,37см².

Принимаем сетку с 8-ю рабочими стержнями ∅5 В 500 (шаг 125 мм) А_s=1,571 cмІ, распределительные стержни ∅3 В 500 шаг 250мм.

 

.7 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению, наклонному к продольной оси

Каждое ребро плиты армировано плоским каркасом с поперечными стержнями из арматуры класса В 500 диаметром ∅5 мм (A_sw = 39,2 мм²; R_sw = 300 МПа) с шагом s_w = 150 мм; усилие обжатия от продольной арматуры в ребре Р = 184,5 кН; расчетная нагрузка q = 20,88 кН/м; временная часть нагрузки q_v = 15,39 кН/м; поперечная сила в опорном сечении Q_max = 61,6кН.

Прочность бетонной полосы между наклонными трещинами проверяем из условия:

 

т.е. прочность бетонной полосы обеспечена.

Прочность по наклонному сечению:

Прочность по наклонным сечениям проверяем из условия (3.50).

 

 

 

Проверим условие:

 

Условие выполняется.

 

 

 

Определяем длину проекции с не выгоднейшего наклонного сечения:

 

Так как

,

принимаем

,

но поскольку

,

принимаем

,

что соответствует .

Принимая

,

проверим условие:

условие соблюдается, то есть прочность любого наклонного сечения обеспечена.

Определим , заменяяна

 

Кроме того , т.е. конструктивные требования не соблюдаются, окончательно принимаем .

 

.8 Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям второй группы

Определение геометрических характеристик приведённого сечения

Отношение модулей упругости

б = Е_S/Е_b= 190000/30000 = 6,33.

Площадь приведённого сечения:

Статический момент площади приведённого сечения относительно нижней грани сечения:

 

Находим расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения:

 

Момент инерции приведённого сечения плиты относительно центра тяжести:

Момент сопротивления приведённого сечения по нижней зоне:

Момент сопротивления приведённого сечения по верхней зоне:

Расстояние от ядровой точки, наиболее удалённой от растянутой (верхней) зоны до центра тяжести приведённого сечения согласно формуле:

то же, наименее удаленное от растянутой зоны (нижней):

 

где

.

Отношение напряжения в бетоне от нормативных нагрузок и усиления обжатия к расчётному сопротивлению бетона для предельных состояний 2-ой группы предварительно принимают равным 0,75.

Упругопластический момент сопротивления в растянутой зоне в стадии эксплуатации:

 

где  для таврового сечения с полкой в сжатой зоне.

Упругопластический момент сопротивления в растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия элемента:

 

где  для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при

.

 

.9 Определение потерь предварительного напряжения в арматуре

Максимально допустимое значение у_sp без учета потерь равно:

 

Определим первые потери.

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом натяжении:

Потери от температурного перепада , определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства, воспринимающего усилия натяжения:

При агрегатно-поточной технологии изготовления изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами, поэтому температурный перепад между ними равен нулю и, следовательно, .

Потери от деформации формы  и анкеров : при электротермическом натяжении арматуры они равны нулю.

Таким образом, сумма первых потерь равна:

 

а усилие обжатия с учетом первых потерь равно:

В связи с отсутствием в верхней зоне напрягаемой арматуры (т.е. при ) имеем:

 

Проверим максимальное сжимающее напряжение бетона от действия усилия , вычисляя при y_s= y = 221мм и принимая момент от собственного веса М равным нулю:

 

условие выполняется.

Определяем вторые потери.

Потери от усадки бетона:

где е_b,sh = 0,0002 - для бетона классов В 35 и ниже.

 

Потери от ползучести бетона:

 - коэффициент ползучести бетона, ;

б = Е_S/Е_b= 190000/30000 = 6,33;

Определим напряжение бетона на уровне арматуры Sпри y_s= y_sp= 191 мм. Для этого определяем нагрузку от веса плиты:

 

момент от этой нагрузке в середине пролета:

(здесь l= 5,7 м - расстояние между прокладками при хранении плиты); тогда

 

 

Вторые потери для арматуры равны:

Суммарная величина потерь напряжения:

 

Напряжение Ду_sp2с учетом всех потерь равно

Усилие обжатия с учетом всех потерь напряжений Р:

 

Эксцентриситет усилия Р равен

 

.10 Расчёт ребристой плиты по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Выполняем проверку для выяснения необходимости расчёта по раскрытию трещин. Для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования третьей категории, принимают значение коэффициента надёжности по нагрузке ; . Условием, при котором не образуются трещины является условие - если момент внешних сил не превосходит момента внутренних усилий в сечении перед образованием трещины , то есть.

Определяем момент образования трещин по приближённому способу:

Поскольку , трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчёт по раскрытию трещин.

Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии.

Момент образования трещин в зоне сечения, растянутой от действия усилия предварительного обжатия в стадии изготовления:

Поскольку вычисленное значение положительное, это означает, что трещины в верхней зоне сечения до приложения внешней нагрузки не образуются.

 

.11 Расчёт ребристой плиты по раскрытию трещин, нормальных к продольной

Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. принимая .

Рабочая высота сечения равна h_о = 270 мм.

Принимая

e_sp = у ₀ - а - e_0p = 221 - 50 - 191 = -20 мм,

получаем,

 

Коэффициент приведения a_s1 равен

a_s1 =300/R_b,ser= 300/18,5 = 16,2.

Тогда имеем:

Из табл.4.2при мa_s1 = 0,218, ϕ_f= 1,0 и находим ж= 0,895.

Тогда z = ж ·h_о= 0,895·270 = 242 мм; A_sp + А_s= 509 + 0 = 509 мм ²;

Аналогично определяем значение у_s,crc при действии момента

.

 

Согласно табл.4.2ж= 0,878 и z= 0,878∙270=237 мм, тогда

При моменте от всех нагрузок

 

Согласно табл.4.2ж= 0,895 и z = ж ·h_о= 0,895·270 = 242 мм.

Проверим условие, принимая t= 0,68 - при допустимой ширине продолжительного и непродолжительного раскрытия трещин равных соответственно 0,3 и 0,4 мм:

следовательно, проверяем только продолжительное раскрытие трещин.

При у_s = у_sl=101,2 МПа определим коэффициент

Определим расстояния между трещинами l_s:

Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала равна:

а с учетом неупругих деформаций растянутого бетона

 

у_t= к∙у_о= 0,9∙106,8 = 96,1 мм.

Поскольку y_t=96,1>2а = 2∙30 = 60 мм, принимаем y_t=96,1 мм. Тогда площадь сечения растянутого бетона равна:

_bt = b∙y_t= 140∙96,1 = 13455.1 мм².

Диаметр стержней растянутой арматуры равен  Тогда

Поскольку l_s= 237,9 мм>10d_s=180 мм, принимаем l_s= 237,9 мм.

Определяем a_crc,1, принимая ϕ₁ = 1,4, ϕ₂ = 0,5:

 

,

что меньше предельно допустимого значения 0,3 мм.

Ширина раскрытия трещин от длительной нагрузки не превышает предельно-допустимой величины.

 

4.12 Расчёт прогиба ребристой плиты

Определяем кривизну  в середине пролета от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. при

.

Для этих нагрузок имеем: , ϕ_f = 1,

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности имеем

 

По табл.4.5 при ϕ_f = 1,0,  и  находим ϕ_c =0,563.

Тогда согласно кривизна  равна:

Прогиб плиты определяем, принимая согласно табл.4.3S=5/48:

Согласно приложению Е.1 СП 20.13330.2011при l = 5,9 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен f_u= 5900 / 200 =29,5 мм, что превышает вычисленное значение прогиба.

Таким образом, , прогиб плиты не превышает предельно-допустимого значения по эстетическим соображениям.

 

5. Расчёт железобетонного ригеля перекрытия

 

.1 Расчётная схема неразрезного ригеля

Для проектируемого многоэтажного здания принята конструктивная схема с неполным каркасом. В соответствии с конструктивной схемой каркаса здания в крайних пролётах ригеля расчётная длина принимается равной расстоянию от оси опоры балки на кирпичной стене до оси ближайшей колонны:

Расчетная длина среднего ригеля равна расстоянию между геометрическими осями соседних колонн: .

В=6 метрам - расстояние между поперечными разбивочными осями.

, - привязка наружной продольной стены.

; .

Рис. 5.Расчётнаясхема здания с неполным каркасом

Нагрузка на ригель от ребристой плиты считается равномерно распределённой. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам, в нашем случае 6 м.

5.2 Определение расчётных нагрузок

Произведём расчёт нагрузок на 1м ² перекрытия, результат расчёта сведем в таблицу 3.

Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1 м ²ригеля

Нагрузка	Расчётная нагрузка, кН/м
Постоянная: От собственного веса перекрытия (по данным табл. 2) с учётом шага ригелей 6,0 м и коэффициента надёжности по назначению здания гn=0,95	3,85Ч6,0Ч0,95=21,95
От веса ригеля сечением 0,25Ч0,6м (p=25 кН/м 3) с учётом коэффициентов надёжности гn=0,95 и гf=1,1	0,25Ч0,6Ч25Ч0,95Ч1,1=3,92
Итого:	q =21,95+3,92 = 25,87
Временная с учётом шага ригелей 6,0 м и коэффициента надёжности по назначению здания гn=0,95 в том числе: длительная кратковременная	v=9,0х 6х 0,95=51,3
	vl=6,3Ч6,0Ч0,95=35,91 vsh=2,7Ч6,0Ч0,95=15,39
Полная нагрузка	q+v =25,87+51,3=77,17

 

.3 Построение расчётных поперечных усилий и изгибающих моментов

Результаты вычисления опорных и пролетных моментов приведены в табличной форме в таблице №4. Результаты вычисления поперечных усилий приведены в таблице №5.

 

Таблица 4 - Опорные и пролетные моменты ригеля при различных схемах загружения.

№	Схема загружения	М 1	М 2	МВ	МС
1		0,08Ч25,87ЧЧ5,92= 72,04	0,025Ч25,87ЧЧ62=23,28	-0,1Ч25,87Ч62=-93,13	-0,1Ч25,87Ч62=-93,13
2		0,1Ч51,3Ч5,92=178,58	-0,05Ч51,3Ч62=-92,34	-0,05Ч51,3Ч62=-92,34	-0,05Ч51,3Ч62=-92,34
3		-0,025Ч51,3Ч5,92=-44,64	0,075Ч51,3Ч62=138,51	-0,05Ч51,3Ч62=-92,34	-0,05Ч51,3Ч62=-92,34
4		0,085Ч51,3Ч5,92=151,79	0,05Ч51,3Ч62=92,34	-0,117Ч51,3Ч62=-216,08	-0,033Ч51,3Ч62=-60,95

 

Таблица 5. Опорные и пролетные поперечные усилия ригеля при различных схемах загружения

№	Схема загружения	QА	QBЛ	QВП	QC
1		0,4Ч25,87Ч5,9=61,05	-0,6Ч25,87Ч6=-93,13	0,5Ч25,87Ч6=77,61	-0,5Ч25,87Ч6=-77,61
2		0,45Ч51,3Ч5,9=136,2	-0,55Ч51,3Ч6=-166,47	0	0
3		0	0	0,5Ч51,3Ч6=151,34	-0,5Ч51,3Ч6=-151,34
4		0,383Ч51,3Ч5,9=115,92	-0,617Ч51,3Ч6=-189,91	0,583Ч51,3Ч6=179,45	-0,417Ч51,3Ч6=-128,35

Пролётные моменты ригеля:

Первый пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры А.

1.   комбинация нагрузок 1+2:

2.   комбинация нагрузок 1+3:

3.   комбинация нагрузок 1+4:

Второй пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры В.

1.   комбинация нагрузок 1+2:

1.   2. комбинация нагрузок 1+3:

3.   комбинация нагрузок 1+4:

Третий пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры С.

1.   комбинация нагрузок 1+2:

2.   комбинация нагрузок 1+3:

3.   комбинация нагрузок 1+4:

Максимальные пролётные моменты определяются по формуле:

i=1,2,3; m=2,3,4.

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

кН∙м

 

5.4 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

перекрытие бетон арматура монолитный

Практически перераспределение изгибающих моментов под влиянием пластических деформаций заключается в уменьшении примерно на 30% опорного момента М_в, соответствующего схемам загружения 1+4. К эпюре моментов по схеме 1+4 добавляется треугольная выравнивающая эпюра с максимальной ординатой ниже опоры В:

 

Если же разность моментов

(М_b¹⁺⁴- М_b¹⁺²)=(118,74+199,17) - (118,74+125,87)=73,3< 0,3∙М_b¹⁺⁴=95,37,

то

В нашем случае

,

следовательно,

.

Кроме того, следуя методике перераспределения усилий, к эпюре моментов по схеме 1+4 необходимо добавить треугольную эпюру, расположенную во втором и третьих пролетах с ординатой над опорой С:

 

По данным таблиц 4 и 5 строятся эпюры изгибающих моментов и поперечных сил при различных комбинациях схем загружения. При этом постоянная нагрузка по схеме I участвует во всех комбинациях: 1+2; 1+3; 1+4.

5.5 Вычисление моментов в ригеле по грани колонны

Расчетными на опоре являются сечения ригеля по грани колонны. В этих сечениях максимальные изгибающие моменты определяются по формуле:

где  -граневый изгибающий момент у опоры В слева (л) или справа (п) от нее при схеме загружения 1+m (m=2,3,4).

 - изгибающий момент на опоре В.

 - поперечная сила на опоре В справа (п) или слева (л) от нее.

 - размер поперечного сечения колонны

.

На опоре В при схеме загружения 1+4 опорный момент по грани колонны не всегда оказывается расчетным, максимальным по абсолютному значению. Он может оказаться расчетным при схеме загружения 1+2 или 1+3. Поэтому необходимо определить моменты по всем схемам загружения.

Вычисление граневых изгибающих моментов у опоры В слева:

Схема загружения 1+4:

Схема загружения 1+3:

Схема загружения 1+2:

В данном случае для первого пролета расчетный граневый момент принимается равным .

Вычисление граневых изгибающих моментов у опоры В справа и у опоры С слева.

Схема загружения 1+4:

Схема загружения 1+3:

Схема загружения 1+2:

В данном случае для среднего пролета расчетный граневый момент принимается равным .

 

.6 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

 

.6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый, класса В-25; расчетное сопротивление при сжатии R_b=14,5 МПа; коэффициент условия работы бетона g_b1=0,9; модуль упругости Е_b=30000 МПа.

Арматура продольная и поперечная класса А 400 с R_s=355 МПа, модуль упругости E_s=200000 МПа.

 

5.6.2 Определение высоты сечения ригеля

Проверяем высоту сечения ригеля по наибольшему граневому моменту  при относительной высоте сжатой зоны бетона о=0,4. Принятое сечение следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного ) так, чтобы соблюдалось условие: о<о_R.

.

.

Полная высота сечения принимается из условия

=h₀+a=54,7+5=60 см.

Конструктивно принимаем h=80 см, b=0,3h≈25 см, тогда h₀=80-5=75 см,

 

 

.6.3 Подбор сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля

Сечение в первом пролете:

Расчетное значение изгибающего момента М=457,9кН∙м.

 

,посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 2Æ28+2Æ25A400 (A_s= 22,14 см²).

Сечение в среднем пролете:

Расчетное значение изгибающего момента М=292,1 кН·м.

 

,

 

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 4Æ20 мм A400 с A_s=12,56 см ².

Сечение в среднем пролете при отрицательном моменте:

Расчетное значение изгибающего момента М=119,1 кН·м.

 

,

 

Принимаем 2Æ18 мм A400 с A_s=5,09 см².

Сечение у опоры В слева:

Расчетное значение изгибающего момента М=317,6 кН·м.

,

 

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 4Æ22 мм A400 с A_s=15,2 см ².

Сечение у опоры В справа и у опоры С слева:

Расчетное значение изгибающего момента М=324,2 кН·м.

,

 

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 4Æ22 мм A400 с A_s=15,2 см².

 

.7 Расчет прочности балок неразрезного ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Дано: свободно опертая балка пролетом l = 5,89 м; полная расчетная равномерно распределенная нагрузка на балку q= 77,17 кН/м; временная эквивалентная нагрузка q_v = 51,3 кН/м; размеры поперечного сечения b= 250 мм, h= 800 мм; а = 50 мм; h_o= h - a = 750 мм; бетон класса В 25 (R_bt= 1,05 МПа); хомуты из арматуры класса А 400 (R_sw=285 МПа).

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

 

.7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

 

 

 

Так как

,

интенсивность хомутов определяем по формуле:

Шаг хомутов s_wу опоры должен быть не более h_o/2= 750/2 = 375 мм и не более 300 мм, а в пролете - 0,75Чh_o = 0,75Ч750 = 562 мм и не более 500 мм.

Максимально допустимый шаг у опоры равен

Принимаем шаг хомутов у опоры s_w1= 250 мм (кратно 50 мм), а в пролете s_w2= 500 мм. Отсюда:

Конструктивно (по условию свариваемости с продольной арматурой диаметром 28 мм) принимаем в поперечном сечении два хомута по 10 мм (A_sw = 157 мм²).

Прочность бетонной полосы:

 

т.е. прочность полосы обеспечена.

Прочность наклонного сечения по поперечной силе:

_.

Поскольку , хомуты учитываем полностью.

Поскольку , значение с определяем по формуле:

принимаем c_o = c = 1500 мм.

Тогда:

 

 

 

 

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

 

.8 Конструирование каркасов ригеля

Ригель армируется двумя вертикальными сварными каркасами. В целях снижения металлоемкости, часть продольной арматуры ригеля обрывается в пролете, при этом до опоры доводится не менее половины площади арматуры, требуемой по расчету в центре пролета.

Для определения мест обрыва требуется построение эпюры материалов. Обрываемые стержни заводятся за места теоретического обрыва на длину анкеровки.

 

.9 Построение эпюры материалов

Эпюра материалов строится следующим образом:

1.   Прежде всего определяются изгибающие моменты М_s, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;

2.       По выровненной эпюре моментов в соответствии со значениями М_s графически устанавливается место теоретического обрыва стержней;

.         После этого определяется длина анкеровки обрываемых стержней:

 

где - поперечная сила, определяемая в месте теоретического обрыва; d - диаметр обрываемого стержня; s - принимается в сечении теоретического обрыва.

В первом пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура - 2Æ28+2Æ25 A400 с A_s=22,14 см ²

 

 

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва - 2Æ28 A400 с A_s=12,32 см²

 

,

 

Обрываемая арматура 2Æ25 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₁.

Поперечная сила в сеченииQ₁=160,0 кН. Поперечные стержни Æ10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

 

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева - 4Æ22 мм A400 с A_s=15,20 см ²

 

,

 

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва - 2Æ12 A400 с A_s=2,26 см²

,

 

Обрываемая арматура 4Æ22 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₂.

Поперечная сила в сечении Q₁=72,3 кН. Поперечные стержни Æ10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

В среднем пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура - 4Æ20 A400 с A_s=12,56 см ²

,

 

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва - 2Æ20 A400 с A_s=6,16 см ²

,

 

Обрываемая арматура 2Æ20 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₃.

Поперечная сила в сечении Q₁=167,1 кН. Поперечные стержни Æ10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева - 4Æ22 мм A400 с A_s=15,20 см ²

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва - 2Æ20 A400 с A_s=5,09 см²

,

 

6. Расчёт сборной железобетонной колонны

Требуется рассчитать и сконструировать колонну среднего ряда производственного 4х этажного четырёх пролётного здания с плоской кровлей, при случайных эксцентриситетах. Высота надземного этажа - 4,8 м, подвального - 3,6 м. Сетка колонн - 6х 6 м. Верхний обрез фундамента заглублён на 0,15 м ниже отметки чистого пола подвала. Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие - 9,0 кН/м². Конструктивно здание решено с несущими наружными стенами (неполный железобетонный каркас). Членение колонн - поэтажное. Стыки колонн располагаются на высоте 1 м от уровня верха панелей перекрытия. Ригели опираются на консоли колонн. Класс бетона по прочности на сжатие В 25, продольная арматура класса А 400. По назначению здание относится ко II классу, следовательно, принимаем значение коэффициента надежности по ответственности г_n=0,95.

Принимаем сечение ригеля равным b=25 см, h=80 см.

Нормативная распределенная нагрузка от собственного веса ригелей перекрытия и покрытия:

q_гр = = = 0,833 кН/м ²

Сечение колонны предварительно примем b_cЧh_c = 40Ч40 cм.

Расчётная длина колонн в первом-четвертом этажах принимается равной высоте этажа (коэффициент расчетной длины в обоих плоскостях принимаем м_x = м_y = 1) l₀ = H_f = 4,8 м.

Рис.9. Схема расположения элементов перекрытия, колонн и фундаментов

Для подвального этажа с учётом некоторого защемления колонны в стакане фундамента: l₀ = 0,7 ∙H_f = 0,7 ∙(3,6+0,15) = 2,625 м

Подсчёт нормативных и расчётных нагрузок сведён в таблицу 6.

Таблица 6. Нормативные и расчётные нагрузки на 1м² перекрытия.

Нагрузка	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке, гf	Расчётная нагрузка, кН/м2
От покрытия
Постоянная:	3,04	1,15	p=3,5
Временная снеговая: в том числе: кратковременная длительная	1,8Ч0,7=1,26  0 1,26		v=1,80  vsh=0 vl=1,8
Итого от перекрытия	4,3		p+v=5,3
От перекрытия
Постоянная:
- от собственного весаребристой плиты с заливкой швов, r= 25 кН/м3	2,50	1,1	2,75
- цементный пол 40 мм, 25кН/м3	1,0	1,1	1,1
- от собственного веса ригеля сечением 0,25Ч0,8 м	0,833	1,1	0,92
Итого:	4,33	-	g=4,77
Временная нагрузка: в том числе: длительная кратковременная	9,0	1,2	q=10,8
	6,3	1,2	ql=7,56
	2,7	1,2	qsh=3,24
Итого от перекрытия	13,33	-	g+q=15,57

 

.1 Определение расчетных нагрузок и усилий на колонну подвала

Расчетные усилия определяются в соответствии с грузовой площадью

_f=L∙ℓ.

Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6Ч6 м составит:_f = 6∙ 6 = 36 м ².

Полная расчетная нагрузка от покрытия:

 

Постоянная и временная длительная нагрузка от покрытия:

 

Полная расчетная нагрузка от одного перекрытия:

 

Постоянная и временная длительная нагрузка от одного перекрытия:

Расчетная сила от массы колонны одного надземного этажа:

 

Расчетная сила от массы колонны подвального этажа:

 

Вес ригеля:

Расчетное продольное усилие от полной нагрузки:

Продольное усилие от постоянных и временных длительных нагрузок:

Здесь n₀ - общее количество перекрытий и покрытия, n_i - количество надземных этажей.

Усилия с учётом коэффициентов надёжности по назначению здания г_n=0,95 будут равняться:

 

 

 

.2 Расчёт колонны подвального этажа

Сечение колонны b_cЧh_c = 40Ч40 cм, бетон класса В 25 с расчётным сопротивление бетона осевому сжатию R_b = 14,5 МПа, г_b1=0,9.

Продольная сжатая арматура класса А 400, R_sc=355 МПа, поперечная арматура класса А 240, R_sw=170 МПа.

Предварительно вычисляем отношение

==0,827.

Гибкость колонны

> 4,

следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны.

Случайный эксцентриситет принимается большим из следующих значений:

.         е₀ =  см,

.         =0,625 см,

.         1 см.

Принимаем большее значение, то есть е ₀ = 1,33 см.

Из табл.3.5 и 3.6 пособия к СП 52-101-2003 при N_l/N = 0,827 и l₀/h_c=262,5/40=6,563, предполагая отсутствие промежуточных стержней при а= а' <0,15hнаходим ϕ_b= 0,917 и ϕ_sb = 0,918.

Принимая в первом приближении ϕ= ϕ_sb= 0,918, находим:

Отсюда

Поскольку а_s<0,5, тогда ϕбудет равно:

 

 

Суммарную площадь сечения арматуры принимаем равной:

Окончательно принимаем  (4Æ22).

Поперечная арматура по условию сварки с продольными стержнями диаметром 22 ммпринятаÆ10 мм классаA240 с шагом 400 мм < 20´d=20´22=440 мм <h_c=40 (см). Армированиеколонныподвальногоэтажа показано в графическойчастипроекта.

 

.3 Расчёт консоли колонны

Опирание ригеля на колонну осуществляется на железобетонную консоль. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и растянутой арматурой, расчёт которой приведён ниже.

Произведём расчёт консоли в уровне перекрытия первого этажа.

Расчётные данные: бетон колонны класса В 25, R_b=14,5 МПа, R_bt=1,05 МПа, г_b1=0,9; продольная арматура класса А 400, R_s=355 МПа; поперечная арматура консоли (хомуты) класса А 240, R_sw = 170 МПа.

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

Ширина консоли равна ширине колонны, b_c=40 см, ширина ригеля b_р=25 cм, высота ригеля h_р=80 см.

Рис.10. Расчетная схема консоли колонны.

Вычисляем минимальный вылет консоли l_mp из условия смятия над концом ригеля:

l_sup = = 11,9 cм,

принимаем l_sup = 12 см.

С учётом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равным 5 см, вылет консоли

l= l_sup+5 =12+5=17 cм.

Принимаем кратным 5 см, l = 20 см.

Определяем расстояние а от точки приложения опорной реакции Q_max до грани колонны:

.

Высота сечения консоли у грани колонны

=(0,7¸0,8)∙h_р;

=0,7∙80=56 см. Принимаем 60см.

Полную высоту свободного конца консоли, если нижняя грань её наклонена под углом 45⁰:

₁=h-l₁=60-20=40cм.

Рабочая высота сечения консоли h₀=60-3=57 см.

Проверяем условие l=20 <0,9∙h₀ = 0,9∙57=51,3cм - консоль считается короткой.

Площадь сечения рабочей арматуры консоли колонны определяется по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25%:

Требуемое сечение продольной арматуры

,

 

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 2∅16 мм А 400 А_S=4,02 cм².

Короткую консоль армируем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.

Рис. 11. Схема армирования консоли.

Минимальное сечение отогнутой арматуры

Принимаем 2∅18 мм А-III,

Принимаем два хомута из стали А 240 ∅8 мм с А_S=1,01 cм ² с шагом S=10 см (при этом S< 40/4=10 см и S<15 см).

Прочность сечения консоли проверим по условию

 

Соблюдаем условие

Поскольку

,

принимаем

Следовательно  - прочность консоли обеспечена.

 

7. Расчёт монолитного центрально-нагруженного фундамента

Сечение колонны 40´40 см. Расчетное усилие в колонне в уровне заделки в фундамент N=2552,8 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке г_f=1,15; нормативное усилие N_n=2552,8/1,15=2219,8кН.

Расчетное сопротивление грунта R₀=0,25 МПа; бетон тяжелый класса В 25, R_b=14,5 МПа, R_bt=1,05 МПа, г_b1=0,9; арматура класса А 400, R_sc=355 МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах принят г=20 кН/м ³.

Глубина заложения подошвы фундамента по технологическим требованиям должна быть не менее 1,65 м. Обрез фундамента расположен на отметке -0,15м. Полная высота фундамента составит  Глубина заделки колонны в фундамент должна быть не менее h_c=400 мм и не менее 25d=25х 22=550мм; принимаем глубину стакана h_д=550+50=600мм. Толщина днища при этом составит h_д=1500-900=600мм.

Площадь подошвы фундамента определяем предварительно без поправок R₀ на ее ширину и заложение

Размеры стороны квадратной подошвы

Принимаем размер подошвы фундамента а=3,3 м кратно 300мм. Давление на грунт от расчетной нагрузки р=2552,8/А=2552,8/3,3∙3,3=234,42 кН/м ².

Рабочая высота фундамента из условий продавливания:

Принимают окончательно без перерасчета фундамент высотой Н_ф=150 см - трехступенчатый.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента h₀₁=300мм условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающемся в сечении III-III. Для единицы ширины этого сечения (b=100 см)

при с=2,5h₀

 

условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в расчетных сечениях I-I, II-II и III-III:

Площадь сечения арматуры:

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях рабочей арматурой из стержней 14Æ12 мм A400 с шагом s=250 мм A_s=15,84 см ².

Процент армирования:

Полученный результат меньше, установленный нормами.

Верхнюю ступень армируют конструктивно горизонтальной сеткой из арматуры Æ8мм класса А 240, устанавливаемые через 150 мм по высоте, расположение сеток фиксируют вертикальными стержнями Æ8 мм класса А 240.

Список литературы

1.     СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная версия СНиП 2.01.07.85*. - М.: ФЦС, 2011. - 96 с.

2.       СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: ГУП НИИЖБ Госстроя России, 2004. - 24 с.

.         СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного натяжения арматуры. - М.: ФГУП ЦПП, 2004. - 78 с.

.         СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. - М.: ФГУП ЦПП, 2005. - 44 с.

.         СНиП 3.03.01-87*. Несущие и ограждающие конструкции. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. - 113 с.

.         Пособие к СП 52-101-2003. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры. - М.: ФГУП ЦПП, 2005. - 150 с.

.         Пособие к СП 52-102-2004. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона. - М.: ФГУП ЦПП, 2005. - 102 с.

.         ГОСТ 21.501-93*. СПДС. Правила выполнения архитектурно строительных чертежей. - М.: ИПК Издательство стандартов, 2003. - 38 с.

.         ГОСТ 2.105-95*. ЕСКД. Общие требования к текстовым документам. - М.: ИПК Издательство стандартов, 1999. - 29 с.

10.   Бондаренко В.М., Бакиров Р.О., Назаренко В.Г., Римшин В.И. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. для строит. спец. Вузов. под ред. Бондаренко В.М. - 4-е изд., доп.-М.: Высш. шк., 2007.-887 с.: ил.

11.     Боровских А.В. Расчет железобетонных конструкций по предельным состояниям и предельному равновесию: Учеб. Пособие. - М.: ИАСВ, 2002.-320 с.: ил.

.         Заикин А.И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий: Учеб. пособие. - М.: АСВ, 2002.-192 с.: ил.

.         Малбиев С.А,, Телолян А.Л., Марабаев Н.Л. Строительные конструкции: "Металлические конструкции", "Железобетонные и каменные конструкции", "Конструкции из дерева и пластмасс" / учебное пособие: - М.: Издательство ассоциации строительных вузов, 2008.-176 с.

.         Сильванович Т.Г. Альбом схем и справочных таблиц по курсу "Железобетонные и каменные конструкции": Учебное пособие. 3-е изд., перераб. и доп. - М.: Издательство АСВ, 2003.-168 с.: ил.

.         Соколов Б.С., Никитин Г.П., Седов А.Н. Проектирование железобетонных и каменных конструкций. Учебное пособие. - М.: Издательство Ассоциации строительных вузов, 2004.-216 с.

.         Фролов А.К., Белов А.И., Шпанова В.Н., Родина А.Ю., Фролова Т.В. Проектирование железобетонных, каменных и армокаменных конструкций. Учебное пособие: - М.: Издательство Ассоциации строительных вузов, 2004.-176 с.