|
№ пп
|
Вид нагрузки
|
Подсчет
|
Нормативное значение, кн/м2
|
Коэффициент надежности γf
|
Расчетная нагрузка, кн/м2
|
|
1
|
Постоянная, gf
|
|
|
|
|
|
-
Вес пола
|
|
|
|
|
|
(толщина - 0,02 м,
|
0,02 · 1,0 · 1,0 · 18
|
0,36
|
1,2
|
0,43
|
|
Объемная масса - 18 кн/м3)
|
|
|
|
|
|
-
Изоляция из шлакобетона
|
|
|
|
|
|
(толщина - 0,05 м,
|
0,05 · 1,0 · 1,0 · 14
|
0,7
|
1,2
|
0,84
|
|
Объемная масса - 14 кн/м3)
|
|
|
|
|
|
-
Собственный вес плиты
|
|
|
|
|
|
(толщина - 0,07 м,
|
0,07 · 1,0 · 1,0 · 25
|
1,75
|
1,1
|
1,925
|
|
Объемная масса - 25 кн/м3)
|
|
|
|
|
|
Итого, постоянная gf
|
-
|
2,81
|
-
|
3,09
|
|
2
|
Временная, v
(по заданию)
|
|
9,0
|
1,2
|
10,8
|
|
Полная, q =
gf + v
|
-
|
Qn = 11,81
|
|
Q = 13,89
|
Определение усилий в расчетных сечениях
Момент от расчетных значений нагрузок
а) В крайних пролетах и на первых промежуточных опорах
кнм
б) В средних пролетах и на средних промежуточных опорах
кнм
Уточнение высоты сечения плиты
Целесообразно (по экономическим критериям), чтобы относительная высота
сжатой зоны плиты ξ находилась в диапазоне значений 0,1 ÷
0,2. Принимаем: бетон
класса в20, тяжелый, естественного твердения, арматура класса в500 (вр-i), ξ = 0,15. По сп 52-101-2003 для
принятых материалов находим нормируемые характеристики сопротивляемости и
условий работы
Rb = 11,5 мпа; rbt = 0,9 мпа; еb = 27,5 мпа 10-3; γb1 = 0,9
(с учетом длительности действия нагрузок, п. 5.1.10 сп 52-101-2003)
Rs = 415 мпа; rsw = 300 мпа; еs = 2,0 · 105 мпа;
Ξr = 0,502 (по сп 52-101-2003)
Для ξ = 0,15 находим αm = ξ (1 - 0,5 ξ) = 0,139. Тогда рабочая высота плиты
мм
Hpl = h0f + a = 54 + 15 = 69 мм
Окончательно принимаем hpl = 7,0 см; h0 f = 5,5 см.
Определение площади рабочей арматуры
Требуемая площадь рабочей арматуры определяется для расчетного
прямоугольного сечения плиты с размерами hpl
× b
= 7 × 100 см. При
этом площадь сечения стержней сетки непрерывного армирования с - 1
определяется для м = м2 = 4,2 кнм, а сетки с -
2 дополнительного армирования не требуется, т.к. М2 > м1.
Определяем сетку с - 1
Этому значению αm соответствуют ξ = 0,145 < ξr = 0,502
мм2.
Принимаем сетку с - 1 - 
с площадью продольной арматуры аs = 199,0 мм2. L - длина сетки, мм; с1
и 40 - длина свободных концов продольных и поперечных стержней сетки.
1.2 Расчет
второстепенной балки
Исходные данные: необходимо произвести расчет и конструирование
второстепенной балки для перекрытия при действии нагрузок, указанных в табл.
1.1.
Определяем расчетные пролеты балки
L0
= 6000 - 300 = 5700 мм
L01 = 6000 - 250 - 0,5 · 300 + 0,5 · 120= 5660 мм
Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м.п. Второстепенной балки:
· Постоянная нагрузка от собственного веса плиты и пола (см. Табл. 1.1)
Gf b = 3,09 · 2,4 = 7,42 кн/м.
· Постоянная нагрузка от собственного веса ребра балки
Gpr = (hpb - hpl) bpb ρ γf = (0,4 - 0,07) · 0,2 · 25 · 1,1 =
1,81 кн/м
· Суммарная постоянная нагрузка на балку
Gpb = 7,42 + 1,81 = 9,23 кн/м;
· Погонная временная нагрузка
Vpb = vb = 9 · 2,4 = 21,6 кн/м
· Полная погонная нагрузка на балку
Qpb = (9,23 + 21,6) · 0,95 = 29,3 кн/м
(0,95 - коэффициент надежности по уровню ответственности снип
2.01.07-85*).
Определяем значения изгибающих моментов и перерезывающих сил
В расчетных сечениях второстепенной балки:
кнм
кнм
кнм
Qa = 29,3 · 5,66 · 0,4 = 66,3 кн;
Qлв = 29,3 · 5,66 · 0,6 = 99,5 кн;
Qпрв = 29,3 · 5,7 · 0,5 = 83,5 кн;
Уточняем размеры поперечного сечения балки, принимая am = 0,289 (значение αm = 0,289 соответствует ξ = 0,35 - граничному значению
относительной высоты сжатой зоны сечений элементов, рассчитываемых с учетом
перераспределения усилий).
мм
Hpb = h0 + a = 378 + 35 = 413 > 400 мм,
Т.е. Предварительно принятое значение высоты и ширины сечения балки
является достаточным и окончательным.
При этом h0 = h - a
= 400 - 35 = 365 мм.
Определяем размеры расчетных сечений.
- Уточняем ширину свесов, вводимых в расчет для пролетных
сечений (см. П. 6.2.12 сп 52-101-2003), имея в виду наличие поперечных ребер
(главные балки), установленных с шагом равным расчетному пролету второстепенных
балок l0 = 5700 мм.
>
0,1; 
мм
<
2400 мм
(2400 мм - расстояние между осями второстепенных балок)
Принимаем
- Для пролетных сечений - b'f = 2100 мм; h0
= 365 мм; h'f = 70 мм;
- Для опорных сечений - b ´ h0 = 200 ´ 365 мм.
Расчет площади сечений рабочей арматуры (если класс арматуры не указан в
задании, то расчет ведется для арматуры класса а400 (а-iii), rs = 355 мпа, характеристики прочности бетона и граничной
высоты сжатой зоны аналогичны принятым для плиты.
Определяем рабочую арматуру для пролетных (тавровых) сечений при
расчетных значениях м1 = 85,3 кнм и м2 =
59,5 кнм.
Проверяем условие, определяющее принципиальное (в полке или ребре)
положение нейтральной оси в расчетном сечении при действии вышеупомянутых
усилий.
Максимальный момент, воспринимаемый при полностью сжатой полке расчетного
сечения (х = h'f),
равен
кнм
Так как, мf >
м1 (и тем более м2), то фактически
нейтральная ось во всех пролетных сечениях находится в пределах полки и расчет
производится как для прямоугольных сечений с размерами b ´ h0 = b'f ´ h0 = 2100 ´ 365 мм.
При этом:
- В первом пролете
am < ar = 0,390
мм2;
- Во всех средних пролетах
<
ar = 0,390
мм2;
Для промежуточных опор (с обеих сторон) мс = мв
= 67,03 кн, а расчетное сечение - прямоугольное b ´ h0 = b'pb
´ h0 = 200 ´ 365 мм.
<
ar = 0,390
Для am = 0,243
мм2
Усилие, воспринимаемое сеткой над опорами в (с) rsasв = 355 × 602,6 = 213,9 кн.
Назначение количества и диаметра стержней рабочей арматуры
Исходными данными для принятия решений по данному вопросу являются:
а) Расчетные значения требуемой площади 
для каждого расчетного сечения;
б) Требования сп 52-101-2003 по предельному армированию
железобетонных элементов (п.8.3.4), относящиеся к минимально допустимому
армированию сечения, минимальному (предпочтительному) диаметру стержней,
расстоянию между стержнями, их числу в сечении и др.;
в) Армирование надопорных зон осуществляется 2-мя сетками, площадь
сечения поперечной арматуры которых составляет 50 % требуемой, например, (аsb), смещаемые друг относительно друга
на расстояние 
в каждую сторону, т.е. Требуемая ширина сетки составит 
м;
г) Возможность размещения продольной арматуры в один (максимум два)
ряда по высоте сечения балки.
Для полученных значений аsi по сортаменту подбираем требуемое
количество стержней
Аs1
= 668,3 мм2 - принимаем 2 Æ22 а400 (аs1 = 760 мм2)
Аs2
= 463,8 мм2 - принимаем 2 Æ18 а400 (аs2 = 509 мм2)
Аsв = 602,6 мм2 - принимаем 2 сетки № 54
(2as = 670,6 мм2); в = 3,56 м.
Таким образом, в сечениях балки будет размещено по два каркаса, что
удовлетворяет требованиям норм, а над опорами - по две взаимно сдвинутых сетки.
Расчет поперечной арматуры
Исходные данные
· Расчет ведется для наиболее опасного наклонного сечения на
действие максимальной поперечной силы 
;
· В качестве поперечной арматуры принимаются стержни из
проволоки b500 (вр-i) (rsw = 300 мпа);
· Диаметр поперечной арматуры dsw принимается по условиям
свариваемости для максимального диаметра продольной рабочей арматуры;
(принимаем dsw = 5 мм, число каркасов - 2; площадь
сечения поперечной арматуры аsw = 2 · 19,6 = 39,3 мм2); еs = 2,0 · 105 мпа;
· Шаг поперечных стержней в первом приближении должен
соответствовать требованиям пп. 8.3.11 сп 52-101-2003. Sw = 150 мм ≤ 0,5 h0=182,5 мм и не более 300 мм;
Предварительные проверочные расчеты
· Условие обеспечения прочности по наклонной полосе между двумя
наклонными трещинами (п. 6.2.33 сп 52-101-2003)
кн,
Где 
.
Q >
= 99,5 кн (и следовательно, это
условие выполняется для всех приопорных участков).
· Проверяем необходимость постановки поперечной арматуры из
условия обеспечения прочности по наклонному сечению
,
кн < 99,5 кн
Так как qb,min <
, то требуется расчет прочности
арматуры по условию обеспечения прочности сечения на действие поперечных сил.
· Принимаем по требованиям конструирования шаг и диаметр
поперечной арматуры слева от опоры в (dsw = 5 мм, sw
= 150 мм, аsw = 2 ø 5) = 39,3 мм2
Усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента
кн/м (или н/мм)
Проверяем условие учета поперечной арматуры
кн/м
И, следовательно, коррекции значения qsw не требуется.
Значение mb
определяем по формуле
кнм
Определяем длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения с.
кн/м (н/мм).
Поскольку, 
мм,
Значение с принимаем равным 1195 мм > 2 h0 = 730 мм. Тогда, с0 =2 h0 = 730 мм и qsw = 0,9 ∙ 78,54∙ 730 =
46,44 кн;
кн.
кн
Проверяем условие (6.66) сп 52-101-2003
кн > q = 72,4 кн
Т.е. Прочность наклонных сечений обеспечена.
В заключении необходимо проверить условие, исключающее появление наклонной
трещины между хомутами
мм > sw = 150 мм
Условие выполняется.
2. Расчет ребристой плиты перекрытия
2.1Задание на
проектирование
Требуется рассчитать и законструировать ребристую панель перекрытия
производственного здания при следующих исходных данных:
- Номинальные размеры плиты в плане 1,8 ´ 6,0 м
- Временная нормативная нагрузка на перекрытиеv = 9 кн/м2,
В том числе длительно-действующаяvl = 7,5 кн/м2
- Бетон тяжелыйкласс в30
- Арматура:напрягаемая класса a800 (а-v)
ненапрягаемая класса a400
(а-iii)
сеток b500 (вр-i)
- Коэффициент надежности по назначениюgn = 0,95
Дополнительные исходные данные, вытекающие из задания на
проектирование. Прочностные
и деформативные характеристики материалов (табл. 2.1) по данным сп 52-101-2003.
Таблица 2.1
|
Наименование нормируемых
параметров
|
Бетон (в30)
|
Арматура
|
Примечание
|
|
Обозначение
|
Значение,
мпа
|
Значение с учетом gb1
|
Обозначение
|
Значение, мпа для класса
|
|
|
|
|
|
|
А800
|
А300
|
В500
|
|
|
Прочность на сжатие
|
Rb
|
17,0
|
15,3
|
Rsc
|
400
|
270
|
360
|
gb1 = 0,9
|
|
Rb,n
|
22
|
-
|
Rsw
|
545
|
215
|
300
|
|
|
Прочность на растяжение
|
Rbt
|
1,15
|
1,03
|
Rs
|
680
|
270
|
415
|
|
|
Rbt,n
|
1,75
|
-
|
Rs,n
|
785
|
300
|
500
|
|
|
Модуль упругости
|
Еb · 10-3
|
32,5
|
-
|
Еs · 10-3
|
190
|
200
|
200
|
|
Граничная высота сжатой зоны бетона (бетон в30, gb1 = 0,9 арматура класса а800 (а-v)
мпа
мпа;
- Нагрузки, действующие на 1 м2 перекрытия (табл.
2.2)
Таблица 2.2 Расчет нагрузок на 1 м2 перекрытия
|
Характер нагружения
|
Вид нагрузки
|
Обозн
|
Расчет
|
Нормативнзначение, кн/м2
|
Коэффициенадежности gf
|
Расчетн нагрузка, кн/м2
|
Примеч
|
|
Постоянная
|
Собственн вес плиты
|
Gpl
|
25hred*
|
2,6
|
1,1
|
2,86
|
Hred -
|
|
Нагрузка от массы пола
|
Gf
|
|
0,8
|
1,2
|
0,96
|
Приложен 7
|
|
Всего:
|
G
|
Gpl + gf
|
3,4
|
-
|
3,82
|
|
|
Временная
|
Полезная кратковрем
|
Vsh
|
По заданию
|
1,5
|
1,2
|
1,8
|
|
|
Полезная длительная
|
V2
|
По заданию
|
7,5
|
1,2
|
9,0
|
|
|
Всего:
|
V
|
Vsh +
v2
|
9
|
1,2
|
10,8
|
|
|
Полная
|
Полная суммарная
|
Q
|
Q = g + v
|
12,4
|
-
|
14,62
|
Q = 14,62 кпа Qn = 12,4 кпа
|
|
Длительная
|
|
Q = g + v2
|
10,9
|
|
|
|
2.2 Расчет
рабочей арматуры продольных ребер
· Расчетная схема - однопролетная, свободно опертая балка с расчетным
пролетом l0 = lf - 0,5brib
и равномерно распределенной нагрузкой:
Q = (g + v)в и qn = (gn + vn )в.
Согласно компоновочному решению в = 1,8 м; lpl = 6,0 м; lrib = 7,2 м; 
мм; brib = 250 мм, тогда
L0
= 6000 - 0,5 · 250 = 5875 мм = 5,87 м.
Распределенная расчетная и нормативная нагрузка (табл. 4.2)
Q = 14,62 · 1,8 = 26,3 кн/м
Qn = 12,4 · 1,8 = 22,3 кн/м
· Определение величин действующих усилий с учетом коэффициента
ответственности gn = 0,95:
- От расчетных нагрузок
кнм
кН
- От нормативных нагрузок
кнм
кнм
· Проверим соответствие расчетного таврового сечения требованиям п. 6.2.12
сп 52-101-2003.
H0
= h - a = 350 - 40 = 310 мм (а
= 30 ÷ 50 мм)
> 0,1, т.е. Можно учитывать в расчетах всю ширину плиты: 
мм (аз = 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 = 107,9 кнм
Несущая способность полностью сжатой (х = h'f) полки сечения
кнм > м = 107,9 кнм
То есть, расчет прочности продольных ребер панели сводится к расчету
прямоугольного сечения 
´ 
= 1760 ´ 310 мм.
· Вычисляем требуемую площадь рабочей арматуры
< αr = 0,36
Для полученного значения am находим:
Находим коэффициент условий работы, учитывающий возможность использование
напрягаемой арматуры выше условного предела текучести.
,
Где h = 1,15
(для арматуры класса а-800).
При этом должно соблюдаться условие gs6 £ h,
и поэтому для дальнейших расчетов принимаем gs6 = 1,15
Требуемая площадь арматуры
мм2
По сортаменту принимаем 2 Æ18 а 800 (аsp = 509 мм2).
2.3 Расчет
рабочей арматуры полки плиты
· Расчетная схема - однопролетная балка с расчетным пролетом l0f равным расстоянию в свету между
продольными ребрами в предположении её жесткого защемления.
Расчетный пролет l0f = 1760 - 2 · 80 - 40 = 1560 мм.
Рассматривается полоса полки плиты шириной 1 м, а поэтому нагрузка на 1 м2
тождественна по величине погонной нагрузке.
кн/м
· 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 является прямоугольным
с размерами bf ´ h = 100 ´ h'f = 100 ´ 5 см; полезная высота сечения полки h0f = 50 -15 = 35 мм.
· Рабочая арматура сеток с-1, с-2 - проволока Æ
4 ÷ 5 мм и класса
в500 (rs = 415 мпа). Необходимая площадь
арматуры при
, равна
мм2
Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой, шаг стержней s = 150 мм (10 Æ 5 в500, аs = 196 мм2).
2.4 Проверка
прочности ребристой плиты по сечениям, наклонным к ее продольной оси
- Расчет ведется на максимальное значение перерезывающей силы,
действующей на опорных площадках плиты qmax = 73,4 кн (см. П.
2.2. Настоящей работы) для расчетного сечения;
- Армирование продольных ребер (кроме продольной напрягаемой
арматуры) производится плоскими сварными каркасами с продольной монтажной
арматурой 2 Æ 10 а240
и поперечной (хомутами) в500, шаг и диаметр которых предварительно принимаем
равными: dw = 5 мм, число каркасов - 2, шаг sw
£ 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 сп 52-101-2003;
- Погонное сопротивление хомутов составляет
н/мм
- Принятое сечение плиты (в обязательном порядке!) Должно
соответствовать требованию
≥ qmax,
Где 
н = 227,7 кн > qmax = 73,4 кн
Проверяем прочность наклонного сечения при предварительно назначенных
параметрах (dw, sw)
поперечного армирования.
Момент воспринимаемый бетоном в наклонном сечении, определяем по формуле
,
Где 
кн
кн
кнм
Определяем длину проекции наклонного сечения
мм,
Где q - принимается равной погонной
расчетной нагрузке q
= 25 кн/м (см. П. 3.32 пособие к сп 52-101-2003).
Принимаем с = 1,199 м, > 2h0 = 0,620 мм, а следовательно с0 = 2h0 = 0,620 мм и qsw = 0,75 ∙ 78,6 ∙ 620 =
36,5 кн;
кн.
кн
Проверяем условие 6.66 сп 52-101-2003
кн > q = 48,02 кн,
Т.е. Прочность наклонных сечений обеспечена.
Проверяем условие соответствия принятого шага хомутов (sw = 150 мм) максимально допустимому
значению
мм > sw = 150
мм
Условие выполняется, и прочность элемента по наклонному сечению
обеспечивается.
3.Расчет и конструирование сборной железобетонной колонны
3.1 Исходные
данные для проектирования
Требуется запроектировать среднюю колонну 1 этажа многоэтажного
промышленного здания при ниже приведенных данных:
- Число этажейn = 3
- Высота этажан = 4,4 м
- Расчетная нагрузка на перекрытие14,62 кн/м2 (табл.
2.2)
- Расчетная нагрузка от веса ригеля4,13 кн/м
- Район строительстваг. Ангарск
(ii снеговой район)
- Снеговая расчетная нагрузка1,2 кн/м2
- Расчетная грузовая площадь
При сетке колонн 6 × 7,2 м43,2 м2
- Коэффициент надежности по назначению0,95
Определение
расчетных усилий
Таблица 3.1 К определению нагрузок на среднюю колонну первого этажа
|
Характер нагруж
|
Вид нагрузки
|
Обознач
|
Размерн
|
Исходное расчетн значение
|
Грузовая площадь, м2
(м)
|
Расчет усилие, кн
|
|
От собственной массы колонн
|
Gc
|
-
|
-
|
-
|
34,3
|
|
От массы плит перекрытия и
пола
|
Gf, pl
|
Кн/ м2
|
3,82
|
2
× 43,2
|
330,05
|
|
Постоян
|
От массы ригелей перекрытия
|
Grib
|
Кн/ м
|
4,13
|
2
× 7,2
|
59,5
|
|
От массы покрытия *)
|
Gt
|
Кн/ м2
|
3,41
|
43,2
|
147,5
|
|
От массы ригеля покрытия
|
Grib
|
Кн/ м
|
4,13
|
7,2
|
29,7
|
|
Итого постоянная
|
Nconst
|
|
|
|
Nconst
=601
|
|
Полная снеговая, В том
числе:
|
Рs
|
Кн/ м2
|
1,2
|
43,2
|
Ns = 51,84
|
|
- кратковременная
|
Рs, sh
|
Кн/ м2
|
0,84
|
43,2
|
Ns, sh = 36,3
|
|
Временная
|
- длительная (30 %)
|
Рs, l
|
Кн/ м2
|
0,36
|
43,2
|
Ns, l = 15,5
|
|
Полезная полная, В том
числе:
|
V
|
Кн/ м2
|
9
|
2
× 43,2
|
Nv = 777,6
|
|
- кратковременная
|
Vsh
|
Кн/ м2
|
1,5
|
86,4
|
Nv, sh = 129,6
|
|
- длительная
|
Vl
|
Кн/ м2
|
7,5
|
86,4
|
Nv, l = 648
|
|
Полная, в том числе:
|
Nt =
nconst + ns + nv =
|
1430,5
|
|
Суммарная
|
- кратковременная
|
Nsh =
ns, sh + nv, sh =
|
165,9
|
|
- длительная
|
Nl =
nconst + ns, l + nv, l =
|
1264,6
|
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 bс
× hс
= 30 × 30 см;
Определяем полную конструктивную длину колонны нс =
13,2 + 0,15 + 0,50 = 13,85 м, где hзад = 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 γn = 0,95 будет иметь следующие
значения:
Полное 
кн,
Длительное
кн,
Кратковременное
кн.
Расчет
площади рабочей арматуры
Нормируемые характеристики бетона и арматуры
Принимаем: бетон класса в30, γb1 = 0,9 (γb1 rb = 0,9 · 17 = 15,3 мпа)
Арматура класса а400 (rsc = 355 мпа).
Проводим необходимые поверочные расчеты:
- Расчетная длина колонны 1го 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 φ = 0,8 - предварительно принятое значение для ориентировочной
оценки площади арматуры аs, tot .
Принимаем для поверочных расчетов 4 ø 18 а400 с площадью 1018 мм2.
Уточняем расчет колонны с учетом принятого значения аs, tot = 1018 мм2 и значение φ = 0,9 (табл. 6.2 пособие к сп
52-101-2003)
Тогда фактическая несущая способность колонны
кн > 1436,8 кн,
То есть, прочность колонны обеспечена.
Проверяем достаточность величины принятого армирования
Μmax > 
> μmin = 0,001,
т.е. Условие удовлетворяется.
Назначение поперечной арматуры
Класс арматуры хомутов а240, диаметр dw ≥ 0,25 d = 0,25 ∙ 18 = 4,5 мм.
Принимаем dw
= 6,0 мм. Каркас сварной, поэтому шаг хомутов sw ≤ 15 d = 270 мм, sw = smax = 250 мм.
4.Расчет и конструирование центрально нагруженного фундамента
под колонну
4.1 Исходные
данные для проектирования
Расчетное усилие в заделке - nfun = 1358,9 кн (см. П. 3.2 настоящей
работы);
Нормативное усилие- n nfun = nfun : γfm = 1358,9 : 1,15 = 1181,7 кн;
Условная (без учета района строительства и категории грунта) глубина
заложения- нf = 1,5 м
Расчетное сопротивление грунта (по заданию)- rгр = 0,34 мпа
Средний вес единицы объема бетона фундамента
И грунта на его уступах- γm = 20 кн / м3
Фундамент проектируется монолитным, многоступенчатым
Из тяжелого бетона класса в15 (γb1 = 0,9)- rbt = 0,675 мпа
Армирование фундамента выполнить арматурой класса а400 (rs = 355 мпа)
4.2
Определение геометрических размеров фундамента
Требуемая площадь сечения подошвы фундамента
мм2 = 4,69 м2.
Размер стороны квадратной подошвы
м.
Назначаем а = 2,2 м, тогда давление под подошвой фундамента при
действии расчетной нагрузки
кн/м2.
Рабочая высота фундамента из условия прочности на продавливание
мм;
мм (аз = 35 ÷ 70 мм - толщина защитного слоя)
По условию заделки колонны в фундамент
мм.
По условию анкеровки сжатой арматуры (арматура колонны) диаметром Æ 18 а400 в бетоне класса в30
мм,
Где λ 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
двухступенчатый фундамент: 
мм, 
мм, высоту нижней ступени h1 = 350 мм 
.
Проверяем соответствие рабочей высоты нижней ступени h0 1 по условию 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
по формуле;
кн <
q1 = 92,7 кн.
То есть, прочность нижней ступени по наклонному сечению обеспечена.
Ширина второй ступеньки 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 = 653,7 < 
кн,
Т.е. Условие прочности на продавливание удовлетворяется.
Определение
площади рабочей арматуры
Изгибающие моменты в расчетных сечениях фундамента
,7 кнм,
287,7 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 15 Æ 12 а400
(аs =
1696,5 мм2) и шагом 150 мм.
Проверяем достаточность принятого армирования фундамента
>
