Расчёт железобетонной плиты перекрытия

3.2 Расчет рабочей арматуры продольных ребер

·   Расчетная схема - однопролетная, свободно опертая балка с расчетным пролетом l₀ = l_f - 0,5b_rib и равномерно распределенной нагрузкой:

q = (g + v)В и q_n = (g_n + v_n )В.

Согласно компоновочному решению В = 1,5 м; l_pl = 6,0 м; l_rib = 6,0 м;  см; b_rib = 25 см, тогда

l₀ = 600 - 0,5 · 25 = 587,5 см = 5,87 м.

Распределенная расчетная и нормативная нагрузка (табл. 4.2)

q = 17,78 · 1,5 = 26,67 кН/м

q_n = 15,4 · 1,5 = 23,1 кН/м

q_n,l = 8,0 · 1,5 = 12,0 кН/м

·   Определение величин действующих усилий с учетом коэффициента ответственности g_n = 0,95:

- от расчетных нагрузок

 кНм

 кН

-
от нормативных нагрузок

 кНм

 кНм

·   Проверим соответствие расчетного таврового сечения требованиям п. 6.2.12 [2]

Рисунок 3.2 - Конструктивное и расчетное сечения

h₀ = h - a = 350 - 40 = 310 мм (а = 30 ÷ 50 мм)

 > 0,1,

т.е. можно учитывать в расчетах всю ширину плиты:  мм (а_з = 20 - половина ширины зазора между плитами)

·   Проверяем принципиальное (в "полке" или "ребре") положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии расчетного значения изгибающего момента М =109,3 кНм

Несущая способность полностью сжатой (х = h'_f) полки сечения

 Нмм = 318,3кНм > М = 109,3 кНм

То есть, расчет прочности продольных ребер панели сводится к расчету прямоугольного сечения  ´  = 1460 ´ 310 мм.

·   Вычисляем требуемую площадь рабочей арматуры

 < б_R = 0,36

Для полученного значения a_m находим:

Находим коэффициент условий работы, учитывающий возможность использование напрягаемой арматуры выше условного предела текучести (см. [6])

,

где h = 1,15 (для арматуры класса А-800).

При этом должно соблюдаться условие g_s6 £ h, и поэтому для дальнейших расчетов принимаем g_s6 = 1,15

Требуемая площадь арматуры

 мм²

По сортаменту (Прил. 5) принимаем 2 Æ18 А 800 (А_sp = 509 мм²).

Расчет рабочей арматуры полки плиты

(сетки С-1, С-2 по рисунку 4.1)

·   Расчетная схема - однопролетная балка с расчетным пролетом l_0f равным расстоянию в свету между продольными ребрами в предположении её жесткого защемления.

Расчетный пролет l_0f = 1460 - 2 · 80 - 40 = 1260 мм.

Рисунок 4.3 - Расчетная схема полки плиты на местный изгиб

Рассматривается полоса полки плиты шириной 1 м, а поэтому нагрузка на 1 м² тождественна по величине погонной нагрузке.

 кН/м (g_f - по таблице 3.1)

·  
Определение расчетного значения изгибающего момента полки ведется с учетом возможности образования пластических шарниров (полка работает по статически неопределимой схеме) и перераспределения усилий. При этом

 кНм

Расчетное сечение полки при принятых предпосылках (рассматривается полоса шириной 1,0 м) является прямоугольным с размерами b_f ´ h = 100 ´ h'_f = 100 ´ 5 см; полезная высота сечения полки h_0f = 50 -15 = 35 мм.

·   Рабочая арматура сеток С-1, С-2 - проволока Æ 4 ÷ 5 мм и класса В500 (R_s = 415 МПа). Необходимая площадь арматуры при

, равна

 мм²

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой, шаг стержней s = 100 мм (10 Æ 5 В500, А_s = 196 мм²).

Проверка прочности ребристой плиты по сечениям, наклонным к ее продольной оси

Исходные предпосылки

- расчет ведется на максимальное значение перерезывающей силы, действующей на опорных площадках плиты Q_max = 74,4 кН (см. п. 4.2. настоящей работы) для расчетного сечения, приведенного на рис. 4.2;

-   армирование продольных ребер (кроме продольной напрягаемой арматуры) производится плоскими сварными каркасами К-1 с продольной монтажной арматурой 2 Æ 10 А240 и поперечной (хомутами) В500, шаг и диаметр которых предварительно принимаем равными: d_w = 5 мм, число каркасов - 2, шаг s_w £ h / 2 = 150 мм;

-   число каркасов в ребрах плит должно соответствовать требованиям п. 8.3.1, а диаметр и шаг поперечных стержней - требованиям п. 8.3.10 [2];

-   погонное сопротивление хомутов составляет

 Н/мм

- принятое сечение плиты должно соответствовать требованию

 ≥ Q_max,

где

 Н = 227,7 кН > Q_max = 74,4 кН/

Проверяем прочность наклонного сечения при предварительно назначенных параметрах (d_w, s_w) поперечного армирования.

Момент воспринимаемый бетоном в наклонном сечении, определяем по формуле

,              (3.46) [1]

Нмм

Поскольку q_sw / R_btb =78,6 / 1,03·160 = 0,48<2, значение с определяем по формуле

 мм,

где q - принимается равной погонной расчетной нагрузке q = 26,67 кН/м.

Принимаем с = 0,944 м > 2h₀ = 0,620 мм, а следовательно с₀ = 2h₀ = 0,620 мм и Q_sw = 0,75 ∙ 78,6 ∙ 620 = 36549 H = 36,5 кН;

 Н = 25,17 кН.

 кН,

где q₁ = q - q_v/2 = 26,67 - 18/2 = 17,67 кН.

Проверяем условие 3.44 [1]

 кН > Q = 57,72 кН,

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверяем условие соответствия принятого шага хомутов (s_w = 150 мм) максимально допустимому значению

 мм > s_w = 150 мм

Условие выполняется, и прочность элемента по наклонному сечению обеспечивается.

3.3 Расчет плиты по трещиностойкости

Исходные расчетные предпосылки и методические рекомендации

Расчет по трещиностойкости зависит от категории предъявляемых требований. Учитывая имеющиеся в задании данные (класс напрягаемой арматуры, эксплуатация в закрытом помещении с обычной промышленной атмосферой), рассчитываемая плита должна удовлетворять требованиям 3-й категории по трещиностойкости. То есть, в ней допускается ограниченное раскрытие трещин: непродолжительное -  мм и продолжительное -  мм.

Расчеты по II группе предельных состояний (трещиностойкости и жесткости) выполняются по II стадии напряженно-деформированного состояния на усилия, возникающие от действия нормативных нагрузок (g_f = 1).

В качестве расчетных параметров сопротивляемости бетона растяжению принимается R_bt,ser (см. табл. 3.1); а расчет ведется для приведенного сечения, геометрические характеристики которого приведены ниже.

Определение геометрических характеристик приведенного сечения

-

-   приведенная площадь сечения

 см² (a = Е_s / E_b = 5,85);

- статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани ребра

 см³;

- расстояние от центра тяжести площади приведенного сечения до нижней грани ребра

 см

h - y₀ = 35,0 - 25,0 = 10,0 см;

- момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести

 см⁴;

- приведенный момент сопротивления относительно нижней грани

 см³;

- пластический момент сопротивления

 см³

приведенный момент сопротивления относительно верхней грани

W_red = J_red /(h -y₀) = 103715 /(35 - 25) = 1071,5 см³.

(g - 1,75 для таврового сечения с полкой в сжатой зоне).

Предварительные напряжения в арматуре и определение их потерь

Величина начальных (предварительных) напряжений в напрягаемой арматуре s_sp регламентирована выполнением неравенств (п. 1.15 [6])

;,

где р - допустимое отклонение, величина которого зависит от способа натяжения. Для принятого в примере механического натяжения арматуры

р = 0,05 s_sp

и поэтому принимаем МПа.

Коэффициент точности натяжения арматуры

 (см. требования п. 1.18 [6]);

Значение  (для механического способа натяжения),

; - в зависимости от характера влияния предварительного напряжения на рассматриваемый вид предельного состояния ("+" - при неблагоприятном; "-" - при благоприятном) Примечание: при определении потерь предварительного натяжения . Определение первичных (s_loss,1) потерь предварительного напряжения

·        потери от релаксации

 МПа;

потери от разности температур бетона и упорных устройств s₂ = 0 (форма с упорами прогревается одновременно с арматурой);

·        потери от деформаций анкеров (в виде опрессованных шайб)

 МПа

(D l = 2 мм - см. табл. 4 [6]);

·        потери от трения об огибающие приспособления s₄ = 0, т.к. отгиб напрягаемой арматуры не производится.

·        потери от деформации стальных форм s₅ = 30 МПа, т.к. данные об их конструкции отсутствуют.

·        потери от быстронатекающей ползучести s₆ вычисляют в следующей последовательности:

определяем усилие обжатия Р₁ с учетом всех вышеупомянутых потерь

 Н @ 286,3 кН

Точка приложения усилия Р₁ находится в центре тяжести сечения напрягаемой арматуры и поэтому

 мм.

Напряжение  на уровне растянутой арматуры (y = e_0p = 211 мм) с учетом собственной массы плиты

;

 кНм

(g_pl = 2,86 по табл. 3.2 - нагрузка от собственной массы плиты)

 МПа

Максимальные напряжения  (без учета собственной массы плиты!) равны  МПа.

Назначаем передаточную прочность бетона R_bp с учетом требований п. 2.3 [6]

R_bp = 15,5 МПа (R_bp больше 50 % принятого класса бетона В30).

Определяем расчетный уровень обжатия бетона усилием напрягаемой арматуры

 < 0,8

(условие табл. 4 п. 6 [6] удовлетворяется).

Тогда, потери от быстронатекающей ползучести с учетом условий твердения (пропаривания) равны

 МПа.

Проверяем допустимый (табл. 4 п. 6 [6]) уровень максимального обжатия бетона при отпуске арматуры с упоров

 < 0,95,

т.е. условие удовлетворяется.

Суммарная величина первичных потерь

 МПа

Определение вторичных потерь (s_loss,2)

·        потери от усадки бетона (табл. 4 [6]) s₈ = 35 МПа (для бетона класса В30, подвергнутого тепловой обработке)

·        потери от ползучести s₉ зависят от уровня длительного обжатия , определяемого по аналогии с расчетом потерь s₆ (от быстронатекающей ползучести) при действии усилия

 кН

 МПа

Так как  < 0,75, то

 МПа

(a = 0,85 табл. 4 [6] для бетона, подвергнутого тепловой обработке)

 МПа

 МПа > 100 МПа

(100 МПа - минимальное значение потерь предварительного натяжения).

Расчет на образование трещин

Усилие обжатия бетона с учетом суммарных потерь составляет

Н = 213,5 кН

При этом в стадии эксплуатации максимальное напряжение в сжатой зоне сечения равно

 Мпа,

где  см³,

М_n - расчетное значение момента при расчете по II группе предельных состояний (см. начало п. 3.2).

Показатель j (формула 135 [7]) будет равен

Так как для значения этого показателя установлены ограничения [7] () для дальнейших расчетов принимаем j = 1, а, следовательно, расстояние от центра тяжести сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от нижней грани (проверяем ее трещиностойкость) будет равно

 мм

( - см. п. 3.5 настоящего пособия).

Определяем момент трещинообразования в нижней зоне плиты

 Нмм = 64,3 кНм.

Так как М_crc = 64,3 кНм < М_n = 99,7 кНм, то трещины в растянутой зоне образуются и необходим расчет по их раскрытию.

Расчет раскрытия трещин нормальных к продольной оси элемента

Определяем приращение напряжений в арматуре и ширину раскрытия трещин от непродолжительного действия полной нормативной (М_n) и постоянной и длительной нагрузок (М_l)

(е_sp = 0, т.к. усилие Р приложено в центре тяжести напрягаемой арматуры)

 мм (плечо внутренней пары сил - см. расчет продольной напрягаемой арматуры) (п. 4.2 Пособия)

 МПа

 МПа

 мм

(h = 1,0 - для арматуры периодического профиля;

d = 1,0 - для изгибаемых элементов;

j_l = 1,0 - для непродолжительного действия нагрузок

 мм;

- определяем ширину раскрытия трещин от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок

 мм,

где (h = 1,0;d = 1,0;);

-   проверяем выполнение условий трещиностойкости по непродолжительному () и продолжительному () раскрытию трещин

 мм <  мм

 мм <  мм

т.е. требования 3^й категории трещиностойкости соблюдены.

Расчет прогибов

Точный расчет прогибов плиты должен выполняться в соответствии с требованиями п. 4.27 [7] и состоит в определении прогибов от непродолжительного и продолжительного действия нормативных (g_f = 1,0) нагрузок, а также учета выгиба плиты при ее предварительном обжатии. С целью упрощения и, учитывая тождественность процедур, связанных с вычислением кривизн плиты при различных видах расчетного загружения, в проекте предусматривается расчет только основного компонента, а именно - прогиба от продолжительного действия постоянной и длительной нагрузок.

Определяем промежуточные параметры, входящие в зависимость, предусматриваемую нормами проектирования [7].

M = M_l = 51,8 кНм,N_tot = P = 213,5 кН,

 мм

 < 1,

где ядровый момент  кНм

По табл. 36 [7] находим значение коэффициента j_ls, учитывающего влияние продолжительности воздействия.

Для бетона класса В30 и арматуры класса А800 (АV) j_ls = 0,8. При этом должно выполняться условие, чтобы относительный эксцентриситет внешнего воздействия

; <

Поэтому для дальнейших расчетов принимаем

Вычисляем коэффициент неравномерности напряжений в арматуре в сечении с трещиной и в сечении без трещины (формула 167 [7])

 < 1

Для определения относительной высоты сжатой зоны и плеча внутренней пары сил в стадии II напряженно-деформированного состояния производим вычисления

,

где j_f - учитывает влияние свесов таврового сечения, определяется по формуле

(вторым слагаемым для упрощения расчетов можно пренебречь в виду его малости для рассматриваемого случая).

Относительная высота сжатой зоны равна

,

где коэффициент b = 1,8 (для тяжелого бетона п. 4.28 [7])

Плечо внутренней пары сил в стадии II НДС равно

 мм

По табл. 35 [7] принимаем значение коэффициента упругости н = 0,15, а значение коэффициента неравномерности напряжений в сжатом бетоне ш_b = 0,9 (п. 4.27 [7]).

Вычисляем кривизну плиты при продолжительном действии постоянной и длительных нагрузок

 мм^-1

Вычисляем прогиб от продолжительного действия нагрузки

 мм <  мм,

где  коэффициент, учитывающий равномерно распределенный характер внешнего воздействия по длине плиты.

Проверка прочности плиты в стадии изготовления, транспортирования и монтажа

Суть расчета состоит в проверке достаточности верхней арматуры плиты (арматуры полки и ребер) для восприятия усилий, возникающих при ее изготовлении и подъеме.

Исходные предпосылки расчета

- напряжения в арматуре в момент обжатия равны

 МПа;

- прочность бетона в момент обжатия (завершающий этап стадии изготовления) равна 50 % проектной, а следовательно, его параметры сопротивляемости соответствуют бетону класса В15 и равны (табл. 12, 13, 16 [6])

 МПа; МПа; МПа

-   коэффициент условий работы бетона  (учитывает кратковременный характер обжатия при отпуске напряжений с упоров (табл. 14 [6]) и следовательно

 МПа; МПа;

- коэффициент динамичности для нагрузки от собственной массы панели, возникающей при ее подъеме К_d = 1,6 (см. п. 1.9 [6])

-   предполагается, что подъем панели, производится за петли, расположенные на расстоянии 1000 мм от ее торцов рис. 4.1, 4.4)

Рисунок 3.4 - Расчетная схема при действии монтажных нагрузок

Плита рассчитывается как внецентренно сжатый элемент, находящийся под действием усилий от собственной массы (М_g) и предварительного обжатия P_tot, рассматриваемого как внешнее усилие.

Определение расчетных усилий

 кНм,

где g_pl - принимают по данным табл.3.2.

 Н = 301,6 кН.

Граничная высота сжатой зоны (для стадии изготовления)

,

где  МПа - для арматуры класса В500, которая устанавливается в полке плиты и является рабочей растянутой арматурой при изготовлении и подъеме плиты

Расчет площади сечения требуемой арматуры

Расчет ведется как для прямоугольного сечения (верхняя полка при изготовлении и монтаже находится в растянутой зоне) размером b × h'₀ = 160 × 335, (h'₀ = h - а' = 350 - 15 = 335 мм)

,

где е - эксцентриситет приложения равнодействующей усилий в сжатой (при изготовлении и монтаже) зоне плиты

 мм

Для полученного значения  находим

 >  и тогда требуемое значение  площади верхней арматуры плиты

 мм²

Фактически принятое сечение арматуры полки плиты состоит из площади арматуры сетки С-1 (С-2) с А_s = 196 мм² / на 1 м. (см. п. 3.3) и 2 Ø10 A240 с площадью 157 мм². То есть, суммарная площадь верхней арматуры существенно больше требуемой площади А'_s, а значит прочность плиты в стадии изготовления и монтажа обеспечивается.

плита перекрытие колонна здание

4. Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны

.1 Исходные данные для проектирования

Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного промышленного здания при ниже приведенных данных:

- число этажей n = 4;

-   высота этажа Н = 4,6 м;

-   расчетная нагрузка на перекрытие17,78 кН/м² (табл. 3.2);

-   расчетная нагрузка от веса ригеля4,13 кН/м;

-   район строительства г. Киев;

(I снеговой район)

-   снеговая расчетная нагрузка 0,8 кН/м² [2]

-   расчетная грузовая площадь

при сетке колонн 6 × 6 м 36 м²

-   коэффициент надежности по назначению 0,95

Краткие методические рекомендации

Колонны средних рядов зданий и сооружений условно могут быть отнесены к внецентренно сжатым железобетонным элементам со случайным эксцентриситетом. Поэтому:

- рекомендуемые сечения для сжатых (со случайным эксцентриситетом) элементов - симметричные (квадратные, круглые) при минимальных размерах 200 мм для жилых (общественных) зданий и 300 мм - промышленных;

-   сечение колонн целесообразно принимать с таким расчетом, чтобы их гибкость ;

-   рекомендуемые классы

бетона - не ниже В15;

рабочей арматуры - А300, A400;

поперечной - А240, В500.

- минимальный диаметр стержней продольной арматуры принимается равным 12 мм, а поперечной - по условиям свариваемости для сварных каркасов (Прил. 3) и не менее 5 мм (0,25 d) - в вязанных;

-   максимальный диаметр продольных стержней сжатых элементов зависит от вида и класса бетона (см. п. 8.3.4 [2]);

-   минимальный коэффициент армирования должен соответствовать требованиям п. 8.3.4 [2], максимальный - м_max ≤ 0,03;

-   шаг хомутов не должен превышать 15 d и быть не более 500 (условие обеспечения устойчивости сжатой продольной арматуры);

Примечание: если м > 3 %, то шаг хомутов принимается менее 10 d и менее 300 мм;

- размещение арматуры в сечении и установка конструктивной продольной и поперечной арматуры должны выполняться с учетом требований п.п. 8.3.4 и 8.3.9 [2] (см. также рис. 6.1).

.2 Определение расчетных усилий

Таблица 5.1

К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа

Примечание: *⁾ расчетная нагрузка от покрытия принята от веса:

3 слоев рубероида - 120 · 1,2 = 144 Н / м² = 0,144 кН / м²

цементно-песчаного выравнивающего слоя толщиной 0,020 м - 400 · 1,3 = 0,52 кН / м²

железобетонной ребристой плиты- 2,5 · 1,1 = 2,75 кН / м²

Предварительно задаемся сечением колонн b_с × h_с = 30 × 30 см;

Определяем полную конструктивную длину колонны Н_с = 18,4 + 0,15 + 0,50 = 19,05 м, где h_зад = 0,5 - глубина заделки колонны в фундамент).

Расчетная нагрузка от массы колонны (без учета веса защемляемого участка колонны)

 кН

Расчетные усилия с учетом коэффициента надежности по ответственности г_n = 0,95 будет иметь следующие значения:

полное  кН,

длительное кН,

кратковременное кН.

4.3 Расчет площади рабочей арматуры

Нормируемые характеристики бетона и арматуры

Принимаем: бетон класса В30, г_b1 = 0,9 (г_b1 R_b = 0,9 · 17 = 15,3 МПа)

арматура класса А400 (R_sc = 355 МПа).

Проводим необходимые поверочные расчеты:

- расчетная длина колонны 1^го этажа с учетом защемления в фундаменте

 м;

- гибкость колонны

 < 20

и, следовательно, расчет ведется в предположении наличия только случайных эксцентриситетов методом последовательных приближений.

 мм²,

где ц = 0,8 - предварительно принятое значение для ориентировочной оценки площади арматуры А_{s, tot}.

Принимаем для поверочных расчетов 4 Ø 28 А400 с площадью 2463 мм².

Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения А_{s, tot} = 2463 мм² и значение ц = 0,9 (табл. 6.2 [3]).

Тогда фактическая несущая способность колонны

 кН > 1725,3 кН,

то есть, прочность колонны обеспечена.

Проверяем достаточность величины принятого армирования

м_max >  > м_min = 0,001,

т.е. условие удовлетворяется.

Назначение поперечной арматуры

Класс арматуры хомутов А240, диаметр d_w ≥ 0,25 d = 0,25 ∙ 28 = 7 мм.

Принимаем d_w = 8,0 мм.

Каркас сварной, поэтому шаг хомутов s_w ≤ 15 d = 420 мм, s_w = s_max = 400 мм.

5. Расчет и конструирование центрально нагруженного фундамента под колону

Исходные данные для проектирования

Расчетное усилие в заделке - N_fun = 1725,3 кН (см. п. 6.2 Пособия);

Нормативное усилие- N ⁿ_fun = N_fun: г_fm = 1725,3: 1,15 = 1500,3 кН;

Условная (без учета района строительства

и категории грунта) глубина заложения- Н_f = 1,5 м

Расчетное сопротивление грунта (по заданию)- R_гр = 0,30 МПа

Средний вес единицы объема бетона фундамента

и грунта на его уступах- г_m = 20 кН / м³

Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым

из тяжелого бетона класса В15 (г_b1 = 0,9)- R_bt = 0,675 МПа

Армирование фундамента выполнить арматурой класса А400 (R_s = 355 МПа)

.1 Определение геометрических размеров фундамента

Требуемая площадь сечения подошвы фундамента

 мм² = 5,56 м².

Размер стороны квадратной подошвы

 м.

Назначаем а = 2,4 м, тогда давление под подошвой фундамента при действии расчетной нагрузки

Н/мм² = 310 кН/м².

Рабочая высота фундамента из условия прочности на продавливание

 мм;

 мм (а_з = 35 ÷ 70 мм - толщина защитного слоя)

По условию заделки колонны в фундамент

 мм.

По условию анкеровки сжатой арматуры (арматура колонны) диаметром Æ 28 А400 в бетоне класса В30

 мм,

где л _an = 20.

Слагаемые (200 + 50) - первое слагаемое определяет минимальную (по условию продавливания) толщину днища стакана, а второе - зазор между дном стакана и низом колонны.

С учетом удовлетворения всех требований принимаем окончательно трёхступенчатый фундамент:  мм,  мм, высоту нижней ступени h₁ = 300 мм .

Принимаем плитную часть из двух ступеней высотой h₁=h₂ = 300 мм. Размеры в плане второй ступени назначаем кратно 300 мм, т.е. 1,8х1,8 м.

Проверяем соответствие рабочей высоты нижней ступени h_{0 1} по условию продавливания и прочности по поперечной силе, действующей в сечении III - III. На 1 м ширины этого сечения поперечная сила равна

 кН.

Минимальное значение поперечной силы , воспринимаемое бетоном определяем согласно п. 6.2.34 [12]

= 243 кН < Q₁ = 260,4 кН.

То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению не обеспечена.

Увеличим толщину нижней ступени до 350 мм. Тогда h₁ = 300 мм

,6 кН > Q₁ = 223,2 кН.

То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.

Ширина второй ступени определена геометрически и составляет  мм. Проверяем прочность фундамента на продавливание по поверхности пирамиды

,

где  кН - усилие продавливания;

 м² - площадь основания пирамиды продавливания;

 м - усредненный периметр сечения пирамиды продавливания;

F = 849,3 <  Н = 2754 кН,

т.е. условие прочности на продавливание удовлетворяется.

.2 Определение площади рабочей арматуры

Изгибающие моменты в расчетных сечениях фундамента

= 33,5 кНм,

= 291,8 кНм.

Необходимая площадь сечения арматуры для каждого направления на всю ширину фундамента определяется как большее из двух следующих значений

 мм²,

 мм².

Нестандартную сетку принимаем с одинаковой в обоих направлениях с рабочей арматурой 17 Æ 10 А400 (А_s = 1334,5 мм²) и шагом 150 мм.

Проверяем достаточность принятого армирования фундамента

 >

Список литературы

1.       СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М.: ГУП «НИИЖБ, ФГУП ЦПП, 2004.

2.      СП 52-101-2003 Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М.: ГУП «НИИЖБ, ФГУП ЦПП, 2004.

.        Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ.- М.: ОАО «ЦНИИПромзданий, 2005.-214 с.

.        СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия. Госстрой России. - М.: ГП ЦПП 2003.

.        Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). - М.: ЦИТП, 1986.

.        Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть 1. - М.: ЦИТП, 1986.

.        Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Часть 2. - М.: ЦИТП, 1986.

.        Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. - М.: Стройиздат, 1991.

.        Шерешевский И. А. Конструирование промышленных зданий и сооружений. - Л.: Стройиздат, 1975.

.        Бородачев Н. А. Автоматизированное проектирование железобетонных и каменных конструкций. - М.: Стройиздат, 1995.

.        СНиП II-22-81 Каменные и армокаменные конструкции/ Госстрой России. - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 40 с.

.        СТП ИрГТУ 05-04 "Система качества подготовки специалистов. Оформление курсовых и дипломных проектов"