Главная Коллекция "Revolution" Строительство и архитектура Расчет прочности жилого здания

Расчет прочности жилого здания

Расчет основных несущих конструкций трехпролетного пятиэтажного здания шарнирно-связевой системы с заданной привязкой продольных несущих стен. Расчет прочности панели в продольном направлении по нормальным сечениям, неразрезного железобетонного ригеля.

Рубрика	Строительство и архитектура
Вид	курсовая работа
Язык	русский
Дата добавления	16.08.2019
Размер файла	722,3 K

посмотреть текст работы

скачать работу можно здесь

полная информация о работе

весь список подобных работ

Отправить свою хорошую работу в базу знаний просто. Используйте форму, расположенную ниже

Студенты, аспиранты, молодые ученые, использующие базу знаний в своей учебе и работе, будут вам очень благодарны.

Страница:

Размещено на http://www.allbest.ru/

Федеральное государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования

"Калининградский государственный технический университет"

Кафедра промышленного и гражданского строительства

Курсовой проект

по дисциплине: "Железобетонные и каменные конструкции многоэтажных промышленных и гражданских зданий"

Выполнила студентка гр. 15 СТ-2

Голубева Е.А

Научный руководитель:

доктор технических наук, профессор

Захаров В.Ф.

Калининград 2018

Содержание

1. Исходные данные
2. Расчет ребристой панели
2.1 Исходные данные
2.2 Конструкция панели
2.3 Сбор нагрузок
2.4 Определение усилий в элементах панели
2.5 Расчет прочности панели в продольном направлении по нормальным сечениям
2.6 Расчет прочности панели в продольном направлении на поперечную силу по наклонной трещине
2.7 Проверка прочности наклонной сжатой полосы
2.8 Расчет плиты панели на местный изгиб
2.9 Расчет поперечных ребер
2.10 Указания по конструированию панели
3. Расчет неразрезного железобетонного ригеля
3.1 Исходные данные
3.2 Расчетные пролеты и нагрузки
3.3 Изгибающие моменты и поперечные силы
3.4 Расчет прочности нормальных сечений
3.5 Расчет прочности по поперечной силе
3.6 Расчет полки ригеля
3.7 Построение эпюры материалов
3.8 Длина анкеровки обрываемых стержней
3.9 Расчет необетонированного стыка ригеля с колонной
3.10 Краткие указания по конструированию ригеля
4. Расчет колонны
4.1 Исходные данные
4.2 Сбор нагрузок
4.3 Расчет условно центрально сжатой колонны
4.4 Расчет консоли
4.5 Расчет колонны на транспортные и монтажные нагрузки
5. Расчет центрально нагруженного фундамента
5.1 Исходные данные
5.2 Определение размеров фундамента
5.3 Расчет фундамента на изгиб
5.4 Указание по конструированию
6. Расчет монолитного перекрытия
6.1 Исходные данные
6.2 Статический расчет монолитной плиты
6.3 Подбор сечений арматуры в плите
6.4 Армирование плиты
6.5 Статический расчет второстепенной балки
6.6 Расчет прочности балки по нормальным сечениям
6.7 Прочность наклонных сечений по поперечной силе
6.7.1 Расчет хомутов
6.7.2 Проверка прочности наклонной сжатой полосы.
6.8 Указания по конструированию
7. Расчет кирпичного столба
7.1 Вариант с сетчатым армированием
7.2 Вариант усиления стальными обоймами
Список литературы

1. Исходные данные

Требуется рассчитать основные несущие конструкции трехпролетного пятиэтажного здания шарнирно-связевой системы с заданной привязкой продольных несущих стен, с сеткой колонн 66 и высотой этажа, равной 4,8 м. Внутренняя грань торцевых и продольных стен смещена относительно осей на 300 мм внутрь здания. Из нескольких возможных вариантов раскладки панелей сборных перекрытий предлагается наиболее распространенная схема с поперечным расположением ригелей. Принимается для проектирования рядовая ребристая панель номинальной шириной b_н = 1500 мм с опиранием на полки ригеля тавровой формы.

Для данного варианта следует рассчитать и законструировать элемент крайнего пролета сборного ригеля и необетонированный стык ригеля с колонной.

Место строительства - г. Ставрополь.

Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м ²горизонтальной поверхности земли S_g = 800 Н/м ².

Нормативная снеговая нагрузка S_n = S_g ·0.7 = 560 Н/м ².

Для каменных конструкций принимается кирпич марки 200, раствор марки 100.

Интенсивность временной нагрузки на перекрытие _n= 9 кН/м ²;

Условное расчетное давление на грунт R_ser = 0,25 МПа.

Состав перекрытия - схема 7:

Условно принимаем значение нормативной нагрузки от веса кровли, равное 2500 Н/м ², среднее значение коэффициента надежности по нагрузке для элементов кровли можно считать равным 1,2.

2. Расчет ребристой панели

Требуется рассчитать на прочность по нормальным и наклонным сечениям рядовую ребристую, предварительно напряженную панель междуэтажного перекрытия многоэтажного здания. Необходимо также выполнить расчет ее продольных ребер на образование и раскрытие трещин в нормальных сечениях и определить полный прогиб, величина которого ограничивается эстетическими требованиями.

2.1 Исходные данные

здание стена железобетонный панель

Проектируемая панель нормальной ширины b_н= 1500 мм, эксплуатируется при нормальной температуре в неагрессивной среде с влажностью не менее 75% и испытывает длительное и кратковременное действие постоянных и временных нагрузок. Коэффициент условий работы бетона г_b₂ = 0.9. Бетон панели тяжелый, плотностью не менее 2400 кг/м ³, его класс по прочности на сжатие - B30, R_b= 17 МПа, R_b_,_n= R_b_,_ser= 22 МПа; R_bt=1,15 МПа, R_bt_,_n= R_bt_,_ser= 1,75 МПа, E_b= 32500 МПа.

Условия твердения бетона - термовлажностная обработка при атмосферном давлении. Прогрев бетона выполняется совместно с силовой формой. Передаточная прочность бетона R_bp = 0.6·B = 0.6·30 = 18.0 МПа.

Напрягаемая арматура - горячекатаная периодического профиля класса А 600; R_s= 520 МПа; R_s_,_n= 600МПа. Величина предварительного напряжения у_sp=0.83·R_s_,_n = 0.83·600 = 500 МПа. Метод напряжения арматуры - электротермический в силовой форме. Продольная и поперечная арматура класса А 300; R_s= 270 МПа; R_s_,_w= 215 МПа. Арматура сеток - проволочная класса В 500; R_s= 415 МПа. Монтажная арматура класса А 240.

Панель относится к элементам третьей категории трещиностойкости. Предельно допустимые ширины кратковременного и длительного раскрытия трещин равны соответственно [ ?_crc₁ ] = 0.4 мм и [ ?_crc₂ ] = 0.3 мм.

Предельно допустимый прогиб [f] =2,5 см. По степени ответственности здание относится к первому классу. Коэффициент надежности по назначению _n=1,0.

2.2 Конструкция панели

Панель состоит из плиты и системы пересекающихся продольных и поперечных ребер, разбивающих плоскость ребер на четыре квадратных отсека. Можно считать, что в пределах каждого отсека плита работает как отдельная, защемленная по контуру квадратная пластинка, воспринимающая равномерно распределенную по площади нагрузку интенсивностью q.

На средние поперечные ребра эта нагрузка передается по правилу "конверта" в виде треугольной нагрузки с максимальной ординатой q₀. Кроме треугольной нагрузки q₀ при расчете среднего поперечного ребра необходимо учитывать равномерно распределенную нагрузку g^* от собственной массы поперечного ребра и плиты, а также временную нагрузку , распределенную по ширине ребра b. При расчете на прочность в поперечное сечение ребра включается часть полки шириной b??_f.

Размеры крайних поперечных ребер определяются без расчета по конструктивным соображениям.

Основными несущими элементами панели являются продольные ребра. При расчете их объединяют в одно ребро, включая в полученное приведенное сечение плиту шириной b??_f.

При расчете плиты и поперечного ребра расчетный пролет принимается равным расстоянию в свету между гранями опор. При расчете продольных ребер расчетный пролет l₀ равен расстоянию между центрами опорных площадок l_sup на полках ригеля. Задаваясь предварительно размерами поперечного сечения ригеля:

b_f= 65 см; h_p = (1/8 .. 1/10)·l ? 600/9 ? 700 мм;

b_p= 0.4·h_p ? 300 мм и принимая l_sup = 100 мм, имеем:

l_o = 6000 - b_f+ 2·0.5·l_sup = 6000 - 650 +100 = 5450 мм.

Высоту h продольных ребер принимаем равной 300 мм, т.к. временная нагрузка _n ? 10 кН/м ². Высоту поперечных ребер панели принимаем равной h = 200 мм, толщину полки - h_f = 50 мм.

2.3 Сбор нагрузок

Таблица 1

Вид нагрузки	Коэффициент перегрузки гf	Нагрузка, Н/м ²
		нормативная	расчетная
Линолеум, 5 мм	1.2	10·0.005·1800 = 90	90·1.2 = 108
Прослойка из хол. мастики, 10 мм	1.2	10·0.01·2200 = 220	220·1.2 = 264
Стяжка из легкого бетона, 40 мм	1.2	10·0.04·1800 = 720	720·1.2 = 864
Ж/б плита	1.1	10·0.05·2500 = 1250	1250·1.1 = 1380
Полная постоянная нагрузка g	-	У = 2280	У = 2616
Временная нагрузка	1.2	_n = 9000	9000·1.2 = 10800
В том числе длительная _l	1.2	_n,l = 4500	4500·1.2 = 5400

Полная расчетная равномерно распределенная по площади плиты нагрузка, кН/м ²:

q = g + = 2616 +10800 =13416 Н/м ²= 13.416 кН/м ².

Максимальная ордината погонной треугольной нагрузки на поперечное ребро:

q_o = q·l_o = 13.416·1.27 = 17.04 кН/м.

Интенсивность расчетной равномерно распределенной нагрузки на поперечное ребро:

q* = (q + p)·b = (2616 + 10800)·0.1 = 1341.6 Н/м.

где b = 0,1 м - ширина ребра в месте примыкания к плите.

Погонная расчетная нагрузка, воспринимаемая приведенным поперечным сечением панели при расчете ее в продольном направлении:

q = q·b_н + G + G_n= 13416·1.5 + 10·[2·0.11·(0.4-0.05)·1.1·2500 + 45·1.1] = 22736.5 Н/м.

где b_н= 1,5 м - номинальная ширина сечения панели; G - расчетная нагрузка от собственной массы ребра приведенного сечения панели длиной один метр; G_n=45 Н/м - то же от собственной массы поперечных ребер и бетона замоноличивания швов панели.

Значения нагрузок, необходимые для расчета по второй группе предельных состояний:

- полная нормативная

q_n = (g_n + _n)·b_n + G_n + G??_n = (2280 +9000)·1.5 + 10·[2·0.11·(0.4-0.05)·2500 + 45·1.1] = 19340 Н/м;

- в том числе длительно действующая

q_n_,_l = (g_n + _n_,_l)·b_n + G_n + G??_n = (2280 +4500)·1.5 + 10·[2·0.11·(0.4-0.05)·2500 + 45·1.1] = 12590 Н/м;

- кратковременная _n = 4500·1.5 = 6750 Н/м.

2.4 Определение усилий в элементах панели

В продольном направлении панель работает как балка на двух шарнирных опорах с расчетным пролетом l₀ = 5450 мм и приведенным к тавровой форме поперечным сечением.

В середине пролёта действует максимальный момент от нагрузки:

= 84414.7 Н·м = 84.41 кН·м;

то же от нагрузки q_n: = 71805.8 Н·м = 71.8 кН·м;

то же от длительно действующей нагрузки q_n_,_l : = 46744.3 Н·м = 46.7 кН·м;

то же от кратковременной нагрузки: 19340-12590 = 6750 Н/м:

= 25061.5 Н·м = 25.1 кН·м.

Максимальное значение поперечной силы на опорах от нагрузки q:

= 61956.96 Н·м = 61.96 кН.

В средних поперечных ребрах с расчетным пролетом l₀= 1,27 м:

2.56 кН·м;

6.26 кН.

При расчете плиты целесообразно задаться одинаковой несущей способностью всех сечений в пролетах и на опорах. Тогда моменты в этих сечениях квадратного отсека плиты в стадии образования пластических шарниров будут одинаковыми и в расчете на полосу шириной один метр определяются по формуле:

2.5 Расчет прочности панели в продольном направлении по нормальным сечениям

Определяем предельно допустимую ширину сжатой полки b^'_f приведенного сечения, используемую в расчете:

h₀ = 0,9 · h = 0,9·30 = 27 см.

Так как фактическая ширина панели b_n = 149 см меньше полученного значения (199 см), то принимаем b^'_f = 149 см.

Предполагая, что нейтральная ось проходит в полке, вычисляем:

По таблице находим: о = 0,05 и ж = 0,975.

Высота сжатой зоны:

X = о·h₀= 0,05·27 = 1.35 см < h_f = 5 cм,

следовательно, нейтральная ось действительно проходит в пределах сжатой полки.

Вычисляем граничное значение высоты сжатой зоны:

Предварительно определяем деформацию в преднапряженной арматуре с условным пределом текучести:

Так как (0,05 < 0,446), то разрушение происходит по растянутой зоне и площадь сечения арматуры:

Принимается арматура: 2 Ш18 А 600 с площадью 5,09 см ² (с перенапряжением на 9%).

В верхней зоне ребра конструктивно принимаем 2Ш12 A300 с площадью 2,26 см ².

Толщина защитного слоя бетона составляет 20 мм,

,

что примерно равно принятому значению a = 27 мм.

2.6 Расчет прочности панели в продольном направлении на поперечную силу по наклонной трещине

Так как Q_max = 61.96 кН > Q_b₁= 0,5· R_bt · b · h₀ = 0.5· 0.115 · 18 · 27 = 27.95 кН, то необходима установка поперечной арматуры. Поперечная сила, передаваемая на поперечную (вертикальную) арматуру каркасов продольных рёбер:

Погонное поперечное усилие, воспринимаемое хомутами:

Принимаем диаметр хомутов из условия сварки их с продольной ненапрягаемой арматурой: d₂ = 5 мм.

В двух продольных рёбрах n = 2, A_sw= A_sw_,1 ·2 = 0,196·2 = 0,392 см ²

Расчётный шаг хомутов на продольных участках:

По конструктивным требованиям принято: на приопорных участках l₁ = l₀ / 4 = 545 / 4 = 136 см - хомуты 5 В 500 с шагом S₁ = h/2 = 150 мм; в средней части пролета - S₂ = 3 · h / 4 = 225 < 300мм.

2.7 Проверка прочности наклонной сжатой полосы

Так как Q_max = 61.94 кН < 0.3· _b₁· R_bt · b · h₀ = 0,3· 0,9·1,75·18 · 27 = 229.64 кН, то прочность наклонной сжатой полосы обеспечена.

2.8 Расчет плиты панели на местный изгиб

Для упрощения армирования укладываем одну арматурную сетку по всей площади плиты, располагая ее в середине высоты (h₀ = 0,5 h'_f = 2,5 см).

Определяем площади A_s, одинаковые для всех сечений:

ж= 0,976;

Принята сетка с рабочими стержнями в двух направлениях 3 мм с шагом 100 мм.

2.9 Расчет поперечных ребер

Определяем ширину полки, вводимую в расчет:

где средняя ширина ребра.

Предполагая, что нейтральная ось проходит в полке, определяем:

ж = 0,995;

о = 0,01; X = 0,01 · 18 = 0,18 < = 5 см.

Следовательно, нейтральная ось действительно проходит в полке.

принято 1 Ш 8 A400 (А_s= 0,5 см ²).

Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры:

Q_max = 6.26 кН < Q_b₁ = 0,5 · R_bt · b · h₀ = 0,5 · 0,115 · 7,5 · 18 = 7.76 кН

Выполняется также условие:

Q_max = 6.26 кН < 2,5 · _b₂ · R_bt · b_m · h₀ = 2,5 · 0,9 · 0,115 · 7,5 · 18 = 34,9 кН

По расчету поперечная арматура не требуется.

Из конструктивных соображений назначаем: Ш 4 В 500 с шагом S = h /2 = 10 см.

2.10 Указания по конструированию панели

1. Предварительно напряженная продольная арматура панели не объединяется в сварные каркасы или сетки.

2. Поперечная арматура продольных ребер объединяется с помощью монтажных продольных стержней в сварной каркас K-I.

3. Поперечная и продольная арматура поперечных ребер также должна быть объединена в сварные каркасы К-2.

4. На концевых участках продольных ребер длиной не менее 0,6· для предотвращения возможного развития трещин вдоль напрягаемой арматуры необходима установка дополнительной поперечной арматуры в виде гнутых сварных сеток С-2. Шаг поперечных стержней сеток S = 50мм.

Длина зоны анкеровки l_pn определяется по формуле:

где

5. У торцов продольных ребер на участке длиной 0,25 · h = 0,25 · 300 = 75 мм должна быть установлена с той же целью дополнительная поперечная арматура площадью A_sw класса А 400, приваренная к нижним закладным деталям ребер.

A_sw = 0,2 · R_s · A_sp / R_s= 0,2 · 520 · 5.09/355 = 1,49 см ².

Принято: 4 Ш7, А 400.

3. Расчет неразрезного железобетонного ригеля

3.1 Исходные данные

Бетон тяжелый класса В 25; R_b = 14.5 МПа; R_bt = 1.05 МПа; г_b₂= 0.9.

Рабочая продольная арматура класса А 400, R_s = 355 МПа. Рабочая поперечная арматура класса А 400, R_sw = 285 МПа.

3.2 Расчетные пролеты и нагрузки

Задаваясь сечением колонн 40х 40 см и внутренней привязкой продольных и наружных стен, в данном примере равной 300 мм, определяем расчетные пролеты:

- средний пролет l₀ = 6 - 0.4 = 5.6 м;

- крайние пролеты l₀ = 6 - 0.5·h - 0.5·0.3 = 6 - 0.5 · 0.40 - 0.5 · 0.3 = 5.65 м, где 0.3м - глубина заделки ригеля в наружную стену.

В общем случае высота ригеля равна сумме высот полки h_f = 400 мм и панели h = 300 мм:

h_p= h_f + h = 400 + 300 = 700 мм.

Ширина полки и ребра в нашем случае принята в соответствии с п. 2.2.

Собственный вес одного погонного метра ригеля:

где г - плотность бетона, кг/м ³;

г_f - коэффициент надежности.

Интенсивность полной расчетной равномерно распределенной нагрузки на перекрытие с учетом массы продольных и поперечных ребер панели (п. 2.3):

q = q?/ b_н = 22736.5/1.5 = 15158 Н/м ².

в том числе временная - = 10800 Н/м ²;

постоянная

g = q - = 15158 - 10800 = 4358 Н/м ².

Полная погонная нагрузка на ригель:

q?_p= q · l + G_p = 15158 · 6 + 7700 = 98648 Н/м.

3.3 Изгибающие моменты и поперечные силы

В предельном состоянии после образования пластических шарниров ординаты огибающей эпюры моментов могут быть определены по формуле

M = в · q?_p· l₀²_.

Разбивая пролет ригеля на пять равных частей и обозначая каждое сечение цифрами, получаем в крайнем пролете:

M₁ = 0.065 · 98.648 · 5.65² = 204.69 кН·м;

М ₂= 0.090 · 98.648 · 5.65² = 283.42 кН·м;

М ₃ = 0.075 · 98.648 · 5.65² = 236.18 кН·м;

М ₄ = 0.020 · 98.648 · 5.65² = 62.98 кН·м;

M₅ = -0.091 · 98.648 · 5.65² = -286.57 кН·м;

M_max = 0.091 · 98.648 · 5.65² = 286.57 кН·м.

В среднем пролете:

М ₅ = -0.091 · 98.648 · 5.6² = -281.52 кН·м;

М ₆ = 0.018 · 98.648 · 5.6² = 55.68 кН·м;

М ₇ = 0.058 · 98.648 · 5.6² = 179.43 кН·м;

Из условия симметрии:

М ₈ = 179.43 кН·м; М ₉ = 55.68 кН·м; М ₁₀ = -281.52 кН·м;

М_max = 0.0625 · 98.648 · 5.6² = 193.35 кН·м;

Для соотношения /q = 10800/4358 = 2,48 = 2.5 находим отрицательные ординаты огибающей эпюры моментов в точках 6, 7 и 8 среднего пролета, учитывающие расположение временной нагрузки только в крайних пролетах:

М ₆ = -0.033 · 98.648 · 5.6² = -102.09 кН·м;

М ₇ = -0.012 · 98.648 · 5.6² = -37.12 кН·м;

Из условия симметрии: М ₈ = -37.12 кН·м.

Поперечные силы в крайнем пролёте:

Q₀= 0.4 · q'_p· l₀ = 0.4 · 98,648 · 5.65 = 222.94 кН;

Q₅= -0.6 · q'_p· l₀ = -0.6 · 98.648 · 5.65 = -333.42 кН.

Поперечная сила в среднем пролете:

Q₅= -Q₁₀= 0.5 · q'_p· l₀ = 0.5 · 98.648 · 5.6 = 276.21 кН.

3.4 Расчет прочности нормальных сечений

Согласно п.6.2.6 СП 52-101-2003 расчет прочности нормальных сечений следует производить в зависимости от соотношения между значением относительной высоты сжатой зоны бетона , определяемым из соответствующих условий равновесия, и значением граничной относительной высоты сжатой зоны , при котором предельное состояние элемента наступает одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению . Итак,

где

- относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях, равных R_s, - относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, равных R_b, принимаемая равной 0.0035.

В первом пролете M_max = 286.6 кН·м. Полка находится в растянутой зоне.

h₀ = 0.9 · h = 0.9 · 70 = 63 см; b = 30см;

б_m = М_max/г_b₂ · R_b · b · h₀² = 286.6 · 100/(0.9 · 1.45 · 30 · 63²) = 0,1844;

о = 0.21 < о_R; находим ж = 0.895;

A_S = M_max/ж · R_s · h₀ = 286.6 · 100/(0.895 · 35.5 · 63) = 14.3 см ².

Принято 4 Ш22 (A_S = 15.20 см ²).

Во втором пролете M_max = 193.35 кН·м.

б_m = 193.35·100/(0.9 · 1.45 · 30 · 63²) = 0.124;

о = 0.13 < о_R; ж = 0.933;

A_S= 193.35·100/(0.933 · 35.5 · 63) = 9.27 см ².

Принято 2 Ш16 + 2 Ш18 А 400 (A_s = 4.02 + 5.09 = 9.11 cм ²).

Сечения над опорами: М = -286.6 кН·м.

При расчете на отрицательный момент необходим учет свесов полок, находящихся в сжатой зоне. При высоте полки h_f ? h /2 можно без проверки принимать, что нейтральная ось проходит в пределах полки и среднее значение вводимой в расчет ширины ее сжатой зоны:

b = b'_fm = (65 + 30) · 0.5 = 47.5 cм;

б_m = 286.6·100/(0.9 · 1.45 · 47.5 · 63²) = 0.116;

о = 0.12 < о_R; ж = 0.938;

A_S = 286.6·100/(0,938 · 35,5 · 63) = 13.66 cм ²;

Принято 2 Ш28 А 400 (As = 12.32 см ².).

Над крайней опорой из конструктивных соображений принято 2 Ш12 A400.

Расчет сечения в среднем пролете на отрицательный момент:

б_m = 37.12·100/(0.9 · 1.45 · 47.5 · 63²) = 0.015;

о = 0.01 < о_R; ж = 0.993;

A_S = 37.12·100/(0,993 · 35,5 · 63) = 1.67 cм ²;

Минимальный диаметр продольной арматуры, устанавливаемой по расчету, должен быть не менее 12 мм. Принято 2Ш12 А 400 (

3.5 Расчет прочности по поперечной силе

А. Расчет хомутов.

При , принимаем

Требуемый шаг хомутов:

Так как , то с целью сближения этих величин и упрощения армирования принимаем d = 10,

Принято во всех пролетах (в запасе прочности) на приопорных участках длиной

В средних частях пролетов, равных

,

шаг хомутов принят равным

Б. Прочность наклонной сжатой полосы.

Прочность наклонной полосы обеспечена.

На крайней опоре для обеспечения анкеровки продольных стержней, доведенных до опоры, должно выполняться условие: l_s =10·d = 10·18 = 180 мм < 280 мм, где 280 - длина фактической заделки продольной арматуры за грань стены.

3.6 Расчет полки ригеля

С некоторыми приближениями нагрузку на полку ригеля, работающую как консоль, заделанная в ребро, можно принять в виде линейной сосредоточенной нагрузки интенсивностью:

F' = q · l/2 = 16.16· 6/2 = 48.48 кН/м.

Эксцентриситет силы F': e = 7,5 + 2 ·10/3 = 14,2 см. Изгибающий момент в полке на один метр длины:

М = F? · е = 48.48 · 0.142 = 6.88 кН·м;

h₀ = 0,9· h_f = 0,9 · 40 = 36см;

б_m = М / _b₂ · R_b · b · h₀² = 6.88 · 100/(0.9 ·1.45·100 ·36²) = 0,0041;

о = 0,01; ж = 0,995;

A_S = 6.88 · 100/(0,995 · 35,5 · 36) = 0,54 см ²;

Принято: сетка с поперечной (гнутой) рабочей арматурой Ш4, шагом 200 мм (A_S = 0.63 см ²).

3.7 Построение эпюры материалов

Цепью построения эпюры материалов является определение мест обрывов продольной арматуры.

Крайний пролет. Из четырех стержней Ш22 мм, объединенных в два каркаса с двухрядным по высоте расположением продольной арматуры, задаемся обрывом двух стержней верхнего ряда.

Вычисляем ординаты эпюры материалов. При 4 Ш22 А 400 A_S= 15.20 см ². Защитный слой бетона a_b = 2 см.

Уточняем рабочую высоту сечения при расстоянии между стержнями продольной арматуры по высоте (в чистоте), равном 2 см:

h₀ = h - a_b - 1.5 · d₁ - 2 = 70 - 2 - 1.5 · 2.2 - 2 = 62.7 см;

м = А_s / b · h₀ = 15.20/30 · 62.7 = 0.0081;

о = м · R_s / г_b₂ · R_b = 0.0081 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0,22;

ж = 1 - 0.5 · о = 1 - 0.5 · 0,22 = 0.89;

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением:

М ₄_Ш2₂ = A_s · R_s · ж · h₀ = 15.20 · 35.5 · 0.89 · 62.7 = 30111.3 кH·см.

При 2 Ш22 A400 A_s = 7.60 см ².

h₀= h - a_b_-0,5 · d₁ = 70 - 2 - 0.5 · 2.2 = 66.9 см;

м = 7.60/30 · 66.9 = 0.0038;

о = 0.0038 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0.103;

ж = 1 - 0.5 · 0.103 = 0.948;

M_2Ш2₂ = 7.60 · 35.5 · 0.948 · 66.9 = 17111 кН·см.

Средний пролет. При (2 Ш16 +2 Ш18) А 400, A_s = 9.11см ²;

h₀ = 70 - 2 - 0.5 ·1.6 - 0.5·1.8 = 66.3 см;

м = 9.11/30 · 66.3 = 0.0046;

о = 0.0046 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0.125;

ж = 1 - 0.5 · 0.125 = 0.937;

M_2Ш16+2Ш18 = 9.11 · 35.5 · 0.937 · 66.3 = 20090.9 кН·см.

При 2 Ш18 A400 A_s = 5.09 см ².

h₀ = 70 - 2 - 0.5 ·1.8 = 67.1 см;

м = 5.09/30 · 67.1 = 0.0025;

о = 0.0025 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0.068;

ж = 1 - 0.5 · 0.068 = 0.966;

M_2Ш16= 5.09 · 35.5 · 0.966 · 67.1 = 11712.4 кН·см.

На средних опорах. При 2 Ш28 А 400 (А_s = 12.32 cмІ).

h₀ = 70 - 2 - 0.5 ·2.8 - 0.5·1.8 = 66.6 см;

Так как высота полки (h'_f= 40 см), расположенной в сжатой зоне, равна 0.5 · h = 35 см, то очевидно, что нейтральная ось расположена в полке. Расчет ведем по формулам прямоугольных сечений, принимая b = b'_fm = 47.5 см.

м = 12.32/47.5 · 66.6 = 0,0039;

о = 0.0039 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0.106;

ж = 1 - 0.5 · 0.106 = 0.947;

M_2Ш₂₈ = 12.32 · 35.5 · 0.947 · 66.6 = 27584.4 кН·см.

В крайнем и среднем пролете при 2Ш12 А 400 (A_S = 2.26 см ²).

h₀ = 70 - 2 - 0,5 · 1,2 = 67.4 см;

м = 2.26/47.5 · 67.4 = 0,0007;

о = 0.0007 · 35.5/0.9 · 1.45 = 0,019;

ж = 1 - 0.5 · 0. 019 = 0,990;

М ₂_Ш12 = 2.26 · 35.5 · 0.990 · 67.4 = 5353.4 кН·см.

Наиболее просто места теоретических обрывов продольной арматуры определяются графически. Для этого на вычерченную в масштабе огибающую эпюру моментов наносится вычерченная в том же масштабе эпюра материалов, ординаты которой показывают несущую способность сечений по моменту при заданном количестве продольной арматуры. С достаточной для практики точностью параболическую кривую огибающей можно заменить ломаной, ординаты которой в т. 1.2.3 и т.д. через 0.2 · l₀ по длине ригеля равны в принятом масштабе моментам от внешней нагрузки. Места пересечений эпюры материалов и огибающей эпюры моментов являются точками теоретических обрывов продольной арматуры ригеля. Концы обрываемых стержней должны быть заведены за места теоретических обрывов на длину зоны анкеровки.

3.8 Длина анкеровки обрываемых стержней

В крайнем пролете из четырех стержней Ш22 А 400 обрываем два стержня. Нулевая точка эпюры находится на расстоянии 0,4 · l₀от левой опоры. Поперечная сила в месте теоретического обрыва Q₁ = 139.1 кН (из подобия треугольников). Погонное усилие, воспринимаемое хомутами в месте обрыва при S₁ = 15 см:

q_sw1 = R_sw · A_sw · n/S₁ = 28.5 · 0.785 · 2/15 = 2.98 кН/см.

Длина заделки обрываемых стержней:

W₁ = Q₁ / 2 · q_sw₁+ 5 · d = 139.1/2 · 2.98 + 5 · 2.2 = 34 см ? 20 · d = 44 см.

Принято W₁ = 44 см.

Т.к. полученное W₁ почти полностью перекрывает балки от опоры до места теоретического обрыва, целесообразно у левой опоры обрыва стержней не делать.

В месте теоретического обрыва у правой опоры на расстоянии 1700 мм от нее Q₂=166.7 кН:

W₂ = 166.7/2 ·2.98 + 5 · 2.2 = 39 см ? 20 · d = 44 см.

Принято W₂ = 44 см.

В крайнем пролете у средней опоры обрываем 2 Ш28 A400, заменяя их на 2 Ш12 A400. В месте теоретического обрыва верхних стержней (точнее, в месте стыка их со стержнями Ш12 A400) Q₃ = 235.3 кН.

W₃ = 235.3/2 · 2.98 + 5 · 2.8 = 53.5 см ? 20 · d = 20 · 2.8 = 56 см.

Принято W₃ = 56 см.

3.9 Расчет необетонированного стыка ригеля с колонной

Неразрезность ригеля на опорах создается сваркой закладных деталей ригеля с арматурными выпусками из колонны и закладными консоли колонны. Суммарная площадь сечения арматурных выпусков из стали класса А 400 равна:

А_s_,_c_г = М ₅/ R_s · Z = 28657/35.5 · 65 = 12.42 см ²,

где Z = h_p - 5 см = 70 - 5 = 65 см

- расстояние между центрами тяжести сварных швов, соединяющих выпуски и закладные детали.

Принято 2 Ш28 A400 (А_s = 12.32 см ²). Задаваясь толщиной сварного шва K_f = 10 мм, определяем суммарную длину сварных швов, соединяющих выпуски и верхние закладные ригеля:

У l_w = 1.3 · N /0.9 · K₁ · R_wf = 1.3 ·440.9/0.9 ·1.0 · 18 = 35.38 см,

где растягивающее усилие

N = M_s / Z = 28657/65 = 440.9 кН, 1,3

- коэффициент запаса, R_wf =180.0 МПа - расчетное сопротивление срезу сварного шва.

При двусторонних швах и двух соединительных стержнях определяем длину закладной ригеля вдоль сварного шва:

l = У l_w / 2 · 2 + 2 =10.84 см.

При определении длины швов, прикрепляющих ригель к закладной детали консоли колонны, следует учесть силы трения:

Т = Q · f = 333.42 · 0.15 = 50.01 кН;

У l_w = 1.3 (N - Т)/0.7 K_f · R_wf= 1.3 (440.9 - 50.01)/0.7 · 1.0 · 18 = 40.3 см.

Минимальная длина нижних закладных деталей ригеля и закладных консоли колонны при двустороннем угловом шве:

l = У l_w /2 + 2 = 40.3/2 + 2 = 22.15 см.

3.10 Краткие указания по конструированию ригеля

Каждый студент в соответствии с вариантом задания разрабатывает конструкцию одного из элементов сборного многопролетного ригеля - для крайнего или среднего пролетов. Конструктивное оформление элемента ригеля зависит также от заданного стыка с колонной.

Вся продольная и поперечная арматуры ригеля должны быть объединены в сварные каркасы и сетки.

На опалубочном чертеже должны быть указаны все закладные детали и размеры ригеля. Особое внимание необходимо уделить закладным, размеры которых устанавливаются из расчета стыков.

При вычерчивании ригеля на отдельном листе необходимо дать опалубочные и арматурные изображения с указанием всех марок арматурных и закладных деталей с необходимыми привязками. Здесь же следует дать и спецификацию арматуры.

На чертежах ригеля должны быть обязательно отражены результаты всех расчетов.

4. Расчет колонны

4.1 Исходные данные

Район строительства - г. Ставрополь (I климатический район со снеговой нагрузкой 800 Н/м², в том числе длительно действующая - 280 Н/м²). Класс бетона В 25 R_b= 14.5 МПа и R_bt = 1,05 МПа; г_b₂ = 0.9. Продольная арматура колонны - стержневая класса А 400 R_s = R_sc = 355 МПа. Арматура консоли класса А 300: R_s= 270 МПа; R_sw= 215 МПа. Арматура сеток - проволочная класса В 500; R_s = 415 МПа. Здание пятиэтажное, высота этажа 4,8 м, состав перекрытий и величина временной нагрузки приняты из пунктов 2 и 3. Коэффициент надежности по назначению г_n = 1.

4.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на расчетное сечение колонны определяется как равнодействующая постоянных и временных нагрузок со всех перекрытий и покрытия, собирающихся с грузовой площади S = 6 · 6 = 36 м ², включая массу ригелей и колонн.

Нормативное значение нагрузки от собственной массы элементов перекрытия взято из расчета панели и ригеля. За среднее значение коэффициента надежности по перегрузке от массы перекрытия взято отношение расчетной и нормативной нагрузок на панель:

г_f_,_m = 227.4/193.4 = 1.17.

Задаемся сечением колонны: b_c = h_c = 500 мм.

Собственная масса одного погонного метра длины колонны:

b_c· h_c · с = 0.5 · 0.5 · 2500 · 10 = 6250 Н/м.

Несмотря на двухэтажную разрезку колонн по высоте, при расчете допускается рассматривать их как одноэтажные стойки, шарнирно соединенные между собой и с ригелями перекрытий, и жестко заделанные в уровне верхнего обреза фундамента. Принимая верхний обрез фундамента на 150 мм ниже пола первого этажа, вычисляем расчетную длину н гибкость рассчитываемой колонны:

l₀ = (Н_эт + 0.15) · 0.7 = (480 + 0.15) · 0.7 = 336 см;

л = l₀ / h_c = 346/50 = 6.72.

Таблица 2. Сбор нагрузок для расчетного сечения колонны в уровне первого этажа

Вид и нормативное значение нагрузки	Грузовая площадь или длина	Кол-во этажей (перекрытий)	Коэф-т надежности	Нагрузка, кН
				Нормативн.	Расч.
А. Постоянная P_dи временная длительно действующая P_l:
от собственной массы покрытия - 2500 Н/м ²	36 мІ	1	1.2	90.0	108.0
от собственной массы перекрытия - 2280 Н/м ²	36 мІ	4	1.17	328.3	384.1
от собственной массы ригеля - 7000 Н/м	6 м	4	1.1	168.0	184.8
от собственной массы колонны - 6250 Н/м	4.8 м	5	1.1	150.0	165.0
временная - 4500 Н/м ²	36 мІ	4	1.2	648.0	777.6
снеговая - 392 Н/м ²	36 мІ	1	1.4	14.1	19.74
полная длительно действующая	----	----	----	1398.4	1639.2
Б. Временная кратковременная P_t:
временная - 4500 Н/м ²	36 мІ	4	1.2	648.0	777.6
снеговая - 168 Н/м ²	36 мІ	1	1.4	6.0	8.5
полная кратковременная	----	----	----	654.0	786.1
полная нагрузка	----	----	----	2052.4	2425.3

4.3 Расчет условно центрально сжатой колонны

Сечение колонны bh = 500 мм, a = a' = 5см;

h= h - a = 50 - 5 = 45 см;

l₀ = (Н_эт + 0.15) · 0.7 = (480 + 0.15) · 0.7 = 336 см - расчетная длина элемента.

л = l₀ / h_c = 336/50 = 6.72;

Так как то условие прочности имеет вид:

,

Отсюда

Продольная арматура по расчету не требуется. Однако она должна быть установлена из конструктивных требований в зависимости от гибкости колонны

,

следовательно, минимальный коэффициент армирования

Принимаем 4Ш14 А 400 Из конструктивных соображений для предупреждения выпучивания продольной сжатой арматуры устанавливаем без расчета поперечную арматуру диаметром:

Принято с шагом

Округляем значение S до 200 мм.

4.4 Расчет консоли

Расчет консоли ведем на максимальное значение поперечной силы в неразрезном ригеле у средней опоры при q'_p = 98.648 кH/м.

Q = 0,6 · q'_p · l₀= 333.42 кН.

Определяем минимально необходимый вылет консоли из условия обеспечения ее прочности на смятие в месте опирания ригеля:

l_к,_min = l_sup + 5 = Q / г_b₂ ·R_b· b_bm+ 5 = 333.42 / (0.9 · 1.45 · 30) + 5 = 13.52 см.

Кроме того, вылет консоли должен учитывать требования обеспечения необходимой длины анкеровки продольной арматуры ригеля на величину 10·d (условие монтажа при незамоноличенном стыке). Принимая защитный слой бетона с торца ригеля a_д= 3 см и учитывая необходимый монтажный зазор между ригелем и гранью колонны, равный 5 см, имеем:

l_k? 10·d + 5 + 3 = 10·2.1 + 5 + 3 = 29 см,

где d = 2.1 - диаметр нижней арматуры ригеля. Из двух полученных значений l_к принимаем с округлением наибольшее: l_к = 30 см.

Находим требуемую рабочую высоту консоли из условий:

Принято с округлением наибольшее h₀ = 30 см. Высота консоли у свободного края должна быть не менее h_k = (h₀ + 5) / 2 = (30 + 5) / 2 = 17.5 см.

Учитывая, что угол наклона нижней грани консоли равен б = 45°, определяем высоту консоли h у грани колонны:

h = (h₀ + 5) / 2 + l_k = (30 + 5) /2 + 30 = 47.5 см;

h₀ = h - a = 47.5 - 5 = 42.5 > h_0min = 28.23 см.

Окончательно устанавливаем размеры консоли: h_к= 0,5·h = 23.75 см, округляем значение h_k до 25 см, тогда

h = h_k + l_k = 25 + 30 = 55 см, h₀ = 50 см.

Площадь верхней, горизонтальной арматуры A_S определяем по увеличенному на 25% максимальному моменту у грани консоли:

М = 1.25 · Q · (l_k - 0.5l_sup) = 1.25 · 333.42 · (30 - 0.5 · 8.52) = 10727.8 кН·см.

Относительное значение плеча внутренней пары можно принимать без расчета равным ж = 0,9.

А_s = М / R_S · з · h₀ = 10727.8 /(28 · 0,9 · 50) = 8.52 см ².

Принята арматура: 2Ш25 А 300 (А_s = 9.82 см ²).

Так как h/l_k= 55/30 = 1.83 < 2,5, то поперечное армирование принимаем в виде наклонных хомутов. Поперечная сила, воспринимаемая бетоном консоли:

Согласно СП 52-101-2003, значение Q_b не должно быть больше, чем

Q ? 2.5 · 0.105 · 50 · 50 · 0.9 = 590.62 кН.

Принято Q_b = 590.62 кН.

Суммарная площадь отогнутой арматуры и горизонтальных хомутов A_inc, пересекающих верхнюю половину линии длины l_w, должна быть не менее:

Суммарная площадь поперечной арматуры консоли должна удовлетворять условию:

A_inc ? 0.002 · b · h₀ = 0.002 · 50 · 50 = 5 см ².

При окончательном решении вопроса о поперечном армировании необходимо также учитывать конструктивные требования, согласно которым шаг хомутов не должен превышать h/4 = 55/4 = 13.75 см и не более 15 см, а d_sw? 25см.

Принимая шаг хомутов S = 100 мм получаем, что в пределах верхней половины линии l_w расположено 2 отгиба. Объединяя всю арматуру консоли в два каркаса, получаем общее количество отогнутых стержней, расположенных в указанных пределах, равное 4. При диаметре d_sw= 12 мм, A_inc= 4,5 см ² (площадь горизонтальных хомутов принимаем равной нулю).

Согласно СП 52-101-2003 необходимо выполнить проверку на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой:

Q ? 0.8 · ц_w₂ · R_b · b_k · l_b · sinи ? 3.5 · R_bt · b_k · h₀;

ц_w2=1 + 5d·м_w1 = 1 + 5·E_s/E_т·A_sw /(b·S_w) =1+5·2.0·10⁵/3.0·10⁴·4.5/50·10 = 1.32;

l_b= l_sup· sin и;

l_b = 333.42 /(0.9 · 1.45 · 30) · 0.857 = 7.3 см;

0.8 · ц_w2 · R_b · b_k · l_b · sin и = 0.8 · 1.32 · 1.45 · 50 · 7.3 · 0.857 = 478.96 кН;

3.5 · R_bt · b_k · h₀ = 3.5 · 0.105 · 50 · 50 = 918.75 кН.

Из двух условий для сравнения с Q выбираем меньшую величину: Q = 333.42 кН < 478.96 кН, т.е. условие, обеспечивающее прочность наклонной сжатой полосы, выполняется.

4.5 Расчет колонны на транспортные и монтажные нагрузки

Рассматриваем сборный элемент колонны дайной на два этажа. Стык колонны расположен на 600 мм выше пола второго этажа. Нижний торец колонны заделывается в стакан фундамента, отметку которого принимаем равной - 0,8 м. Таким образом, общая длина колонны будет равна: l = 2·4,8 + 0,8 + 0,6 =11 м. В период транспортирования колонна опирается на подкладки, установленные на расстоянии 2,0 м от торцов элемента. В момент подъема сборный элемент, захваченный за верхнюю консоль на расстоянии 1,9 м от оголовка, нижним шарнирно опирается на горизонтальную площадку.

Нагрузка от собственной массы погонного метра колонны при коэффициенте надежности по нагрузке г_f = 1 и коэффициенте динамичности при монтаже k_g₁=1.4 равна:

g = h_c · b_c · с · г_f · k_g₁ = 0.5 · 0.5 · 2500 · (10) · 1.0 · 1.4 = 8750 Н/м.

При коэффициенте динамичности k_g₂=1.6 (в процессе транспортировки):

g_тр = h_c · b_c · с · г_f · k_g₂ = 0.5 · 0.5 · 2500 · (10) · 1.0 · 1.6 = 10000 Н/м.

Нагрузка от собственной массы колонны в начальный момент подъема практически не зависит от угла наклона колонны к горизонту и принимается равной 10.0 кН/п.м.

Изгибающие моменты в характерных сечениях колонны равны:

· при транспортировании:

М_оп= q_тр · l₀² / 2 = 10.0 · 2.0²/2 = 20.0 кН·м;

М_пр= q (l² / 8 - l/2) = 10.0 (7.0² / 8 - 2.0² / 2) = 41.25 кН• м;

· при монтаже:

M_оп = 8.75 • 1.9² / 2 = 15.79 кН•м;

М_пр= 8.75 (9.1²/ 8 - 1.9 ²/ 4) = 82.68 кН•м.

Вычисляем момент, воспринимаемый сечением колонны, при симметричном армировании 4Ш18 А 400: А_s=A_s^? = 10.18 / 2 = 5.9 см ².

M_сеч= R_s• A_s•Z_s= 35.6 • 5.9 • 40 = 8401.6 кН•см = 80.01 кН•м;

Z_s= h - а - а' = 50 - 5 - 5 = 40 см.

Прочность сечения обеспечена, так как M_сеч< M_max = 82.68 кH•м.

5. Расчет центрально нагруженного фундамента

5.1 Исходные данные

Условное расчетное давление на грунт R₀ = 0,25 МПа. Плотность грунта г_гр= 1,8 т/м ³. Расстояние от верхнего обреза фундамента до первого этажа - 0,15 м. Класс бетона В 15, R_b= 8,5 МПа, R_bt= 0,75 МПа, г_b₂ = 0,9. Арматура из горячекатанной стали класса А 300, R_s=270 МПа. Расчетное и нормативное значения продольной силы, передающейся от колонны на фундамент равны: N = 2425.3 кН, N_n= 2052.4 кН. Так как грунты основания непучинистые, то условия промерзания не оказывают влияния на глубину заложения фундаментов.

5.2 Определение размеров фундамента

Сначала из условий необходимой заделки ствола колонны и заанкеривания ее арматуры назначаем глубину стакана под колонну h_с. Для прямоугольных центрально сжатых колонн глубина стакана определяется требованиями необходимой анкеровки продольной сжатой арматуры в сжатом бетоне и заделки ствола колонны в фундаменте.

Определяем требуемое значение h_c из условия анкеровки арматуры колонны:

h_c = l_an + 5 = (_an• R_s/R_b + Дл_an) d + 5 = (0.5 ? 270/8.5 + 8) • 2.5 + 5 = 64.7 см.

Необходимо также соблюдение условия:

h_c ? 15·d + 5 см - для бетона В 15 и арматуры А 300;

h_c = 15•d + 5 = 15 • 2.5 +5 = 42.5 см < 64.7 см.

Глубина стакана не должна быть менее h_col = 40 см. Из полученных значений h_c принимаем значение h_c = 65 см.

Толщина днища стакана как минимум принимается равной 200 мм, а общая высота фундамента - кратной 300 мм.

С учетом всех указанных требований принимаем предварительно высоту фундамента Н_ф= 900 мм. Усредненная плотность фундамента и грунта, лежащего на его уступах:

Глубина заложения фундамента:

Н = Н_ф + 15 = 105 см = 1.05 м.

281.9 см;

где N_inf= N_n + г_ср • H • a • b = 2052.4 + 21.5•1.05•1•1 = 2074.97 кН,

здесь а • b = 1 м •1 м - фиксированные значения для R₀;

г_fm = 1.15 - среднее значение надежности по нагрузке.

Уточняем величину условного расчетного давления на грунт для полученного значения а_ф:

Для песчаных грунтов коэффициент к ₁ = 0,125. Требуемое значение а_ф:

Округляем а_ф в большую сторону до ближайшего нечетного числа: а_ф =2.5 м.

р = N / a_ф² = 2425.3 / 250² = 0.0388 кН/см ².

Минимальная требуемая рабочая высота фундамента из условия обеспечения прочности его на продавливание колонной:

Требуемая полная высота фундамента:

Н = h₀+ 5 = 54.8 + 5 = 59.8 см < 65 + 20 = 85 см.

Округляем значение Н в большую сторону до ближайшего числа, кратного 300 мм: Н = 90 см, h₀= 85 см.

Назначаем остальные размеры ступенчатого фундамента, описывая его контур вдоль граней пирамиды продавливания. При высоте уступов 30 см, получаем четырехступенчатую конструкцию фундамента. Проверяем полу-ченную полную высоту фундамента расчетом на продавливание фундамента колонной по формуле:

P = N - A₁? p = 2425.3 - 48400 ? 0.0388 = 547.38 кН.

A₁ = (h_c + 2h₀)?(b_c + 2h₀) = (50+2?85)?(50+2?85) = 48400 см ²,

P < R_bt? h₀[2(h_c + b_c + 2?h₀)] = 0.075?85[2?(50 + 50 + 2?85)] = 3442.5 кН.

Продавливание не происходит.

Расчетом на продавливание проверяем также нижнюю ступень фундамента:

А ₁ = (а ₁ + 2h_он)(b₁ + 2h_он) = (165 + 2?25)?(165 + 2?25) = 46225 см ²,

Р = 2425.3 - 46225 ? 0,0388 = 631.77 кН,

Р < 0.075?25 [2?(165 + 165 + 2?25)] = 1425 кН.

Продавливание не происходит.

Проверяем высоту нижней ступени расчетом на поперечную силу по формуле:

для тяжелого бетона.

0.0388?22.5 = 0.87 кН 25? 1.91 кН.

Прочность по поперечной силе бетонной части нижней ступени, лежащей за пределами пирамиды продавливания, обеспечена.

5.3 Расчет фундамента на изгиб

Определяем изгибаюшие моменты в вертикальных сечениях фундамента I-I, II-II и III-III.

М_I = 0,125? р? (a_ф_-а ₁)²?а_ф= 0,125?0.0388? (250 - 165)²?250 = 8760.3 кН?см,

М_II = 0,125? р? (a_ф- а ₂)²?а_ф= 0.125?0.0388? (250 - 105)²?250 = 25492.8 кН?см,

М_III = 0,125? р? (a_ф- а ₃)²?а_ф= 0.125?0.0388? (250 - 50)²?250 = 48500 кН?см,

Требуемая площадь сечения арматуры в расчете на всю ширину фундамента а = 250 см:

А_sI = M_I/0.9?R_s?h₀₁ = 8760.3/(0.9?27?25) = 14.42 см ²,

А_sII = M_II/0.9?R_s?h₀₂ = 25492.8/(0.9?27?55) = 19.07 см ²,

А_sIII = M_III/0.9?R_s?h₀₃ = 48500/(0.9?27?85) = 23.48 см ²,

Из полученных значений A_sпринимаем за расчетное наибольшее, т.е. А_I_II= 23.48 см². При шаге стержней сетки C-I 200 мм их количество по ширине фундамента a_ф равно:

n = (a_ф - 100)/150 + 1 = (2500 - 100)/200 + 1 = 13 шт.

Требуемая площадь сечения одного стержня:

А_s = А_sIV/n = 23.48/13 = 1.81 см ² принято d = 16 мм (A_s = 2.01 см ²).

5.4 Указание по конструированию

1. При толщине стенки стакана не менее 200 мм ее можно не армировать.

2. По ширине фундамента укладывают по две сетки с рабочей арматурой одного направления, а по высоте сетки укладывают в два ряда (одна на другую) с рабочей арматурой во взаимно перпендикулярных направлениях.

3. Расстояние между сетками одного ряда не должно превышать 50 мм. Диаметр распределительных стержней принимается из условия свариваемости с рабочей арматурой, а шаг - равным 600 мм.

6. Расчет монолитного перекрытия

6.1 Исходные данные

Все элементы монолитного перекрытия из обычного без предварительного напряжения бетона класса В 15, R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, _b₂ = 0,9. Продольная и поперечная рабочая арматура каркасов класса А 300, R_s = 270 МПа, R_sw = 215 МПа.

Арматура сеток - проволочная, класса В 500, R_s = 415 МПа. Монтажная арматура класса A240.

Для заданной интенсивности временной нагрузки = 9 кН/м ² принимаем шаг второстепенных балок равным 2 м.

6.2 Статический расчет монолитной плиты

При отношении большей стороны к меньшей l_max/l_min 2 плиты работают на изгиб только в направлении короткого пролета и называются балочными.

Для определения расчетных пролетов задаемся размерами второстепенной балки:

h_b = l/12 = 600/12 = 50 см; b_bб = 0.4?h_bб = 0.4?50 = 20 см.

За расчетное значение крайнего пролета плиты принимается расстояние между гранью второстепенной балки и серединой опорной площадки плиты в стене. При внутренней привязке стены 30 см и ширине опоры 12 см имеем:

l=200 - 0.5•b_b- 30 + 0.5•12 = 166 см.

Для расчета вырезаем (условно) полосу шириной 1 м и рассчитываем ее в направлении, перпендикулярном направлению второстепенных балок, по методу предельного равновесия, т.е. с учетом образования пластических шарниров как многопролетную неразрезную балку с равномерно распределенной постоянной нагрузкой g и временной х.

Таблица 3. Сбор нагрузок

Вид нагрузки	Коэффициент перегрузки г_f	Нагрузка, Н/м ²
		нормативная	расчетная
А. Постоянная
Бетонное покрытие (д = 50 мм, г = 1200 кг/м ³)	1.2	10·0.05·1.200 = 0.6	0.6·1.2 = 0.72
Цементно-песчаная стяжка д = 40 мм	1.2	10·0.04·1.800 = 0.72 ...