1.
Розрахунок багатопустотних плити перекриття.
Складемо
розрахункову схему плити перекриття:
ℓ = 4000мм ℓ - відстань між осями колон
ℓ к = 4000-2Ч15 = 3970мм ℓ
К - конструктивна довжина елемента
ℓ р = 3970-120 = 3850мм ℓ р-розрахункова розмір елемента
1.1 Збір навантажень на панель перекриття.
Вид навантаження
| Нормативна кН \ м 2
| Коефіцієнт запасу міцності γ f
| Розрахункова кН / м 2
|
Постійне навантаження: - Вага ЖБК - Підлога дерев'яна - Утеплювач - Звукоізоляція Тимчасова навантаження: -Короткочасна - Тривала S
|
2.75 0.16 1.04 0.3
1.5 11.5 17.25
|
1.1 1.1 1.2 1.2
1.2 1.3
|
3.025 1.176 1.248 0.36
0.36 1.95 21.709
|
1.2 Визначення навантажень і зусиль.
1.2.1 Визначення навантажень, діючих на 1 погонний метр.
Повна нормативна навантаження:
q
н = 17.25 '1.6 = 27.6 кН / м
2 Розрахункове навантаження:
Q = 21.709 '1 .6 = 34.734 кН / м
2 1.2.2. Визначення зусиль.
М = q 'ℓ
2 P' γ
n 34.734Ч3.85
2 Ч0.95
8 = 8 = +61137 Н / м
коефіцієнт запасу міцності γ
n = 0.95
М
н = Qч ℓ
2 P Чγ
n 27.6Ч3.85
2 Ч0.95
8 = 8 = 48 580 Н / м
Q
н = Qч ℓ
P Чγ
n = 27.6Ч3.85Ч0.95
2 лютого = 50473 Н / м
Q = Qч ℓ
P Чγ
n = 34.734Ч3.85Ч0.95 = 63519 Н / м
2 лютого
1.3 Визначимо розміри поперечного перерізу панелей перекриттів:
панелі розраховуємо як балку прямокутного перерізу з заданими розмірами b'h = 1600'220, проектуємо панель восьми пустотні при розрахунку поперечного перерізу пустотною плити приводимо до еквівалентного двутавра, для цього замінюємо площа круглих пустот прямокутниками тієї ж площі і моментом інерції точок
h
1 = 0.9d = 14.3мм
h
n = h
n '= hh
1 / 2 = 22-14.3 / 2 = 3.85мм (висота полиці)
b
n ¢ = 1600-2'15 = 1570
b = b
n ¢ - n'h
1 = 1570-7'14 .3 = 149.6мм
h
0 = h ─ а = 22 - 3 = 19см
Бетон В30: коефіцієнт по класу бетону Rв = 17.0мПа (значення взято з
СНіПа);
М [RвY
n У
n h
n (h
0 20.5h
n) = 17.030.95315733.85 (1920.533.8) = 16692
М = 61137
61137 <166927
1 .4 Розрахунок плити за нормальним перетину до поздовжньої осі елемента:
Для визначення нижньої
межі стисливої товщі бетону. Знаходимо
коефіцієнт:
a
м = м = +61137 = 0.11
Rв'в ¢
n 'h
0 2' g
У 17.0 '157 '19
2 '0 .9
Х - висота стиснутої зони бетону
Х = ξ Ч h
0 ξ-коефіцієнт береться за таблицею
ξ
S = 0.945
ξ = 0.104
Х = 0.104Ч 19 = 2.66
Х = 2.66 <3.85
Так як нижня межа в стисливої товщі бетону проходить в полиці, то двутавр розглядаємо як прямокутну.
Визначаємо площу робочої поздовжньої арматури за формулою
R
S = 360 мПа (значення коефіцієнта взято з СНіПа для сталі класу А-III)
А
S = М = 61 137 = 9.45 см
2 R
S 'Ξ
S Ч h
0360 Ч 0.945 Ч 19
Візьмемо 4 стрижня арматури діаметром 18мм, класу А-III
1.5 Розрахунок плити по похилому перерізі поздовжньої осі елемента
Перевіряємо міцність по похилій стиснутої зони бетону, за умовою:
Q £ 0.3 'g
w e' g
be 'g
b' b 'h
0, де
g
w e = 1 - для важкого бетону;
b = 0.01-для важких бетонів.
g
be = 1-b 'g
b' R
b = 1 - 0.01Ч 0.9 Ч 17.0 = 1.51
45849 ≤ 0.3Ч1Ч 1.51Ч0.9Ч21.2Ч1900Ч17.0 = 118518
50473 ≤ 118518 - умова міцності виконується, міцність бетону забезпечена.
За вона з розрахунку не потрібно.
ℓ
1 = h / 2 - крок поперечної арматури
ℓ
1 = 220 / 2 = 110 мм
приймаємо ℓ
1 = 100мм
ℓ
2 = 1 / 4 'ℓ, в решті приймаємо крок 500мм.
Цей крок встановлюється на механізм поперечної діючої сили на опорах.
перцеву арматуру вбачаємо з конструктивних міркувань, так як
= 1 / 4 - цю арматуру приймаємо класу АI (гладку) з діаметром d = 6мм.
Міцність елемента по похилому перерізі на дію поперечної сили забезпечуємо умовою:
Q £ Q
В + Q
SW Q-поперечна сила сприймається бетоном стислій силою;
Q
SW - Сума осьових зусиль у поперечних стрижнях, що пересікаються похилим перетином;
Q - поперечна сила в вершині похилого перерізу від дії опорної реакції та навантаження;
Q
B = М
B / с
g
b 2 =
2; g
1 = 0.4
R
bt - розрахунок напруги на розтяг
R
bt = 1.2 мПа для бетону класу В30:
М
B = g
b2 '(1 + g
f)' R
bt 'b' h
2 0 = 2 Ч (1 +0.4) Ч1.2Ч21.2Ч19
2 = 25714
С = √ М
В = √ 25714 = 2.7
q 34.73
Q
B = 25714/2.7 = 95237
R
SW = 360 мПа (по Снипу)
розрахунковий опір на розтяг
Q
SW = q
SW Ч C
0 q
SW = R
SW ЧA
SW S
R
SW -
Розрахунковий опір сталі на розтяг
А
SW - площа хомутів в одній площині
S - крок поперечних стержнів
q
SW = 360 Ч 0.85 Ч (100) = 30600 Н / м
0.1
З
0 = √ M
B = √ 61137 = 1.41 м
q
SW 30600
Q
SW = q
SW ЧC
0 = 30600 Ч 1.41 = 43146 кН - умова міцності елемента по похилому перерізі виконується.
Q ≤ Q
B + Q
SW 63519 ≤ 95237 + 43146
63519 ≤ 138383 - умова міцності виконується, перетин підібрано правильно
1.6 Розрахунок панелі перекриття за прогинами
Прогин в елементі має задовольняти умові:
ѓ
max = [ѓ]
ѓ - гранично допустимий прогин
ѓ = 2 (для 4 метрів)
1 кривизна панелі в середині прольоту
γ
З 1 = 1 М
ДЛ - R
2ДЛ Ч h
2 Ч b Ч1.8
γ
З Еа Ч А
С Ч h
2 0 Ч R
1ДЛ Еа
- Модуль пружності сталі (Е
а = 2.1Ч10
5 мПа)
А
S = 9.45см
2 М
ДЛ = q Ч ℓ
2 Ч γ
n = 6.11 Ч 3.85
2 Ч0.95 = 10754Нм
8 серпня
Коефіцієнт по Снипу = 1.7 по сітці 150Ч150
Для визначення R
ДЛ знайдемо коефіцієнт армування:
γ = (b
n-b) h
n = (157-14.69) Ч 3.8 = 1.96
bЧh
0 14.69 Ч 19
Е
b - модуль тяжкості бетону, рівний 30000
μЧα = A
S ЧEа = 9.45Ч 2.1 Ч
10 Травня = 2.37
bЧh
0 ЧE
b 14.69Ч19Ч30000
R
1 ДЛ = 0.34; R
2 ДЛ = 0.28
1 1 10754-0.28Ч22
2 Ч14.69Ч1.8 = 2.9 Ч 10
-5 см
-1 γ
С = 2.1Ч10
5 Ч9.45Ч19
2 Ч 0.34
ѓ
max = 5 Ч ℓ
2 P = 5 Ч 3.85 Ч 2.9 Ч 10
-5 = 1.16см
48 γC 48
ѓ
max ≤ 3 - умова міцності виконується
2.Расчет монолітною центрально навантаженої.
2.1.Сбор навантажень на колони.
Колони призначені для підтримки залізобетонного перекриття. Будучи жорстко пов'язаними з головними балками, вони фактично являють собою стійки рамної конструкції. Тому в них у загальному випадку виникають стискаючі зусилля, згинальні моменти і поперечні сили.
Вантажна площа
ℓ
01 = 0.7 Ч H = 0.7Ч (3.5 +0.6) = 2.87 м,
розрахункова довжина першого поверху
де Н-висота поверху; 0.7 - понижуючий коефіцієнт;
Задаємо перетин (колону) рівну
h
Ч b = 35 Ч 35
h
K Ч b
K = 35 Ч 35 см = 0.35 Ч 0.35м
ℓ = 4м; b = 6м; А
ГР = 4Ч6 = 24м
2 h
Р = b Ч 0.1 = 4Ч0.1 = 0.4м - висота ригеля;
b
Р = 0.4Ч h
Р = 0.4Ч0.4 = 0.16м - ширина ригеля;
m
P = h
P Ч b
РЧ р = 0.4Ч0.16Ч2500 = 160 кг -
маса на один погонний метр;
М = 160 / 6 = 60 кг - на один квадратний метр;
Вид навантаження
| Нормативна навантаження, q Н кН / м
| Коефіцієнт запасу міцності γ f
| Розрахункове навантаження q, кН / м 2
|
I. Навантаження від покриття: 1.Постоянная: - Рулонний килим з трьох шарів руберойду - Цементна стяжка - Утеплювач - Парізол - Панель ЖБ перекриття - Ригель Σ 2.Временная: - Короткочасна - Тривала
Повне навантаження від покриття II.Нагрузка від перекриття 1.Постоянная: -Власний вага ЖБ конструкцій 25кН / м 3 Ч0.11м - Підлога дерев'яна 0.02Ч8 - Утеплювач 0.06Ч5 - Ригель
-Звукоізоляція 0.06Ч5 Σ 2.Временная: - Длітельнодействующая - У тому числі короткочасно діюча
Σ Всього перекриття
|
0.12 0.4 0.48 0.04 2.75 0.625 q Н = 4.415
0.7 0.3 5.415
2.75
0.16 1.04 0.625 0.3 q Н = 4.875
11.5
1.5 q Н = 13 17.875
|
1.2 1.3 1.2 1.2 1.1 1.1
1.4 1.4
1.1
1.1 1.2 1.1 1.2
1.3
1.3
|
0.144 0.52 0.576 0.048 3.025 0.687 q = 5
0.98 0.42 6.4
3.025
0.176 1.248 0.687 0.36 q = 5.496
14.95
1.95 q = 16.9 22.396
|
Поверхи
| Від перекриття і покриття
| Власний вага колони
| Розрахункова сумарна навантаження
|
Тривала
| Короткочасна
| N ДЛ
| N КР
| N ПОВНО
|
4 3 2 1
| 1171 1659 2147 2635
| 325 470 615 760
| 52 70 88 104
| 1223 1729 2235 2743
| 325 470 615 760
| 1549 2200 2850 3504
|
Розрахунок навантаження колони
Підрахунок розрахункового навантаження на колону.
2.2 Розрахунок колони першого поверху
N = 3504кН; ℓ
01 = 2.87
Визначимо гнучкість колони.
λ = ℓ
0 = 2.87 = 8.2см
h
K 35
8.2> 4 значить, при розрахунку необхідно враховувати випадковий ексцентриситет
ℓ
СЛ = h
К = 35 = 1.16см
30 30
ℓ / 600 = 287/600 = 0.48
ℓ
СЛ ≥ ℓ / 600
1.16 ≥ 0.48
Приймаються найбільше, якщо = 1.16см.
Розрахована довжина колони ℓ
0 = 3.22см, це менше ніж 20Чh
K, отже, розрахунок поздовжньої арматури в колоні обчислюємо за формулою:
А
S = N - A
B Ч R
b Чγ
b φ Ч R
S R
S φ = φ
B +2 Ч (φ
E + φ
B) Чα
φ
E і φ
В - беремо з таблиці
φ
ℓ = 0.91
φ
B = 0.915
α = μЧ R
S = 0.01Ч 360 = 0.24
R
B Чγ
B 17.0Ч0.9
N
ДЛ / N = 2743/3504 = 0.78
ℓ
0 / h = 2.87/35 = 8.2
φ = 0.915 + (0.91-0.915) Ч 0.24 = 0.22
Перевіряємо коефіцієнт здатності
N
СІЧ = φ (R
b A
B Чγ
B + A
S R
S) = 0.22 (17.0Ч0.01Ч0.9 +41.24 Ч360) = 4997
Перевіряємо процентне розбіжність воно повинно бути не більше 10%
N = 4997000 - 3504000 Ч
100% = 4.2%
3504000
4.2% <5% - умова виконується
A
S = 3504000 17.0Ч0.9
0.9Ч360Ч100 35Ч35Ч 360 = 41.24см
2 Візьмемо п'ять стрижнів діаметром 32 мм,
A
S = 42.02см
М = А
S = 42.02 Ч 100% = 3.40%
A
БЕТ 1225
2.3 Розрахунок колони другого поверху.
N = 2850 кН;
ℓ
01 = 2.87 м
Визначимо гнучкість колони:
λ = ℓ
0 = 287 = 8.2см 9.2> 4 - значить при розрахунку необхідно
h
K 35 враховувати випадковий ексцентриситет
ℓ
СЛ = h
K / 30 = 35/30 = 1.16см
ℓ
СЛ ≥ ℓ = 287 = 0.47
600 600
ℓ - висота колони
Приймаються найбільше, значення якщо = 1.16см
Розрахована довжина колони ℓ
0 = 287см, це менше ніж 20Чh
К, отже розрахунок поздовжньої арматури в колоні обчислюємо за формулою:
A
S = N R
b Ч γ
У φЧR
S A
B Ч R
S φ = φ
У +2 Ч (φ
Е - Φ
B) Чα
α = МЧR
S = 0.01Ч 360 = 0.23
R
B Чγ
B 17.0Ч0.9
φ
E і φ
В - беремо з таблиці
N
ДЛ / N = 2235/2850 = 0.82
ℓ
0 / h = 287/35 = 8.2
φ
E = 0.91
φ
B = 0.915
φ = 0.915 + (0.91-0.915) Ч 0.22 = 0.20
А
S = 285000 35Ч35 Ч 17.0Ч0.9 = 43.26 см
2 0.9Ч360Ч100 360
Візьмемо сім стрижнів діаметром 28мм,
А
S = 43.20см
М = А
S = 43.20 Ч 100% = 3.3%
A
БЕТ 1225
Перевірка економії:
N
C Еч = φЧ (R
У Чγ
Β ЧA
БЕТ + A
S ЧR
S) = 0.87Ч (17.0Ч0.9Ч1225Ч100 +43.20 Ч360Ч100) = 2983621 кН
Перевіряємо процентне розбіжність
2983621 - 2850000 Ч 100% = 4.6%
2850000
4.6% <5% умова виконується
2.4Расчет монтажного стику колони.
Стик розраховується між першими і другими поверхами. Колони стикуються
зварюванням сталевих торцевих листів, між якими при монтажі вставляють центруючий прокладку товщиною 5мм.
Розрахункові зусилля в стику приймаємо за навантаженням другого поверху N
СТ = N
2 = 2852 кН з розрахунку місцевого стиснення стик повинен задовольняти умову:
N ≤ R
ПР ЧF
СМ R
ПР - приведена призмова площа бетону;
F
СМ - площа зминання або площа контакту
Для колони другого поверху колона має похилу 4 діаметром 20мм,
бетон В30 т.к поздовжні арматури обриваються в зоні стику то потрібно посилення решт колон зварними поперечними сітками. Проектуємо сітку зі сталі АIII.Сварку торцевих листів виробляємо електродами марки Е-42,
R
ЗВАРЮВАННЯ = 210мПа
Призначаємо розміри центрирующей прокладки
З
1 = C
2 = b
K = 350 = 117 мм
3 березня
Приймаються прокладку 117Ч117Ч5мм.
Розміри торцевих листів:
b = h = b-20 = 330мм
Зусилля в стику передається через зварні шви по периметру торцевих листів і центрувальним прокладку. Товщина опорної пластини δ = 14мм.
N
C Т = N
Ш + Nп
Визначимо зусилля, які можуть сприймати зварні шви
N
Ш = N
СТ Ч F
Ш F
K F
Ш - площа по контакту зварного шва;
F
K - площа контакту;
F
K = F
Ш + F
П F = 2 Ч 2.5 Ч δ Ч (h
1 + в
1-5δ) = 2 Ч 2.5 Ч 1.4 Ч (35 + 35-5 Ч 1.4) = 504 см
2 F
П = (C
1 +3 δ) Ч (C
2 +3 δ) = (11.7 +3 Ч1.4) Ч (11.7 +3 Ч 1.4) = 252.81см
2 F
K = 504 +252.81 = 756.81см
2 N
Ш = (2850Ч504) / 756.81 = 1897 кН
N
П = N
C Т-N Ш = 2850-1897 = 953 кН
Знаходимо необхідну товщину зварювального шва, по контуру торцевих листів
ℓ
Ш = 4 Ч (b
1 -1) = 4 Ч (35-1) = 136см
h
треб ш = N
Ш = 1897000 = 0.66см
ℓ
Ш Ч R
СВ 136 Ч 210 Ч (100)
Приймаються товщину зварного шва 7мм .. Визначимо крок і перетин зварних сіток в торці колони під центральною прокладкою. По конструктивних міркувань у торців колони влаштовують не менше 4-х сіток по довжині не менш 10d (d - діаметр робочих поздовжніх стрижнів), при цьому крок сіток повинен бути не менш 60мм і не більше 1 / 3 розміру меншої сторони перерізу і не більше 150см .
Розмір осередку сітки рекомендується приймати в межах від 45-150 і не хворій 1 / 4 меншої сторони перерізу елемента.
З стрижнів Ш 6мм, клас А-III, осередки сітки 50Ч50, крок сітки 60мм. Тоді для квадратної сітки будуть формули:
1) Коефіцієнт насичення сітками:
M
C K = 2Чf
a = 2Ч0.283 = 0.023
аЧS 4Ч6
f
a - Площа першого арматурного стрижня
а - кількість сіток
2) Коефіцієнт
α
C = M
C K Ч R
a = 0.23Ч360 = 5.7
R
b Ч m
b 17.0Ч0.85
Коефіцієнт ефективності армування
К = 5 + α
С = 5 + 5.7 = 1.12
1 + 1.5α
З 1 + 8.55
N
СТ ≤ R
ПР ЧF
CМ R
ПР = R
b Чm
b Чγ
b + kЧM
C K ЧR
a Чγ
K γb =
3 √ F
К =
3 √ 1225 = 1.26
F
СМ 756.81
γ
К = 4.5 - 3.5 Ч F
CM = 4.5 - 3.5 Ч 756.81 = 1.55
F
Я 900
R
ПР = 17.0Ч 0.85 Ч1.26 + 1.12 Ч 0.023 Ч 360 Ч1.55 = 2617 мПа
2850 ≤ 2617Ч 756.81 кН
2850 кН ≤ 1980571 кН
2.5Расчет консолі колони.
Обпирання ригеля відбувається на залізобетонну колону, вона вважається короткої якщо її виліт дорівнює не більше 0.9 робочий висоти перерізу консолі на межі з колоною. Діюча на консоль опорна реакція ригеля сприймається бетонним перетином консолі і визначається з розрахунку.
Q = Qч ℓ = 22.396 ч4 Ч 6 = 268.75 кH
2 лютого
Визначимо лінійний виліт консолі:
ℓ
КН = Q = 223 960 = 9.6 см
b
P Ч R
b Ч m
b 16 Ч 17.0 Ч (100) Ч 0.85
З урахуванням величини зазору між торцем ригеля і граней колони дорівнює 5см,
ℓ
К = ℓ
КН + 5 = 9.6 + 5 = 14.6 - має бути кратним 5 Þ ℓ
КН = 15см
ℓ
КН = 15см (округлили)
Висоту перерізу консолі знаходимо по перетину проходить по межі колони з умови:
Q ≤ 1.25 Ч К
3 Ч K
4 Ч R
bt Ч b
k Ч h
2 0 а
а - приведена довжина консолі
h
0 ≤ Q
2.5 Ч R
bt Ч b
К Ч γ
b - Максимальна висота колони
h
0 ≤ Q
2.5 Ч R
bt Ч b
К Ч γ
b - Максимальна висота колони
h
0 ≥ √ Qч a мінімальна висота
1.25ЧK
3 ЧK
4 ЧR
bt Чb
K Чγ
b а = b
K Q = 15 223960 = 22.14 см
2Чb
K ЧR
b Чm
b 2 Ч 35Ч17.0Ч (100) Ч0.85
h
0 MAX ≤ 223960 = 24 см
2.5 Ч1.2 Ч (100) Ч5 Ч 0.85
h
0 MIN = √ 223960Ч22.14 = 18 см
1.25Ч1.2Ч1Ч1.2 (100) Ч3.5Ч0.85
Приймаються висоту h = 25см - висота консолі. Визначаємо висоту уступу вільного кінця консолі, якщо нижня грань нахилена під кутом 45 °
h
1 = h-ℓ
До Чtgα = 25 - 15Ч 1 = 10см
h
1> ⅓ h
10> 8.3 умова виконується
2.6 Розрахунок армування консолі.
Визначаємо розрахунковий згинальний момент:
М = 1.25 Ч Q Ч (b
K - Q) = 1.25ЧQЧ a = 1.25 Ч 223960 Ч 22.14 = 61.98 до
2 Ч b Ч Rb Ч m
b Визначимо коефіцієнт A
O: А
0 = М = 6198093 = 0.12
R
b Ч m
b Ч b
K Ч h
2 0 17.0 Ч 0.85 Ч 35 Ч32
2 Ч100
h
0 = h - 3 = 35 - 3 = 32 см
ξ = 0.94
η = 0.113
Визначаємо перетин необхідної поздовжньої арматури:
F = M = 6198093 = 2.55 см
2 η Ч h
0 Ч R
S 0.113Ч32 Ч 360 Ч 100
Приймаються 4 стрижня арматури діаметром 9 мм. Призначаємо відігнуту арматуру:
F
a = 0.002 Ч b
K Ч h
0 = 0.002 Ч 35 Ч 32 = 2.24 см
2 Визначаємо арматуру F
a = 2.24 см
2 - 8стержня діаметром 6 мм
Приймаються хомути із сталі A-III, діаметром 6 мм, крок хомутів призначаємо 5 см.
3.
Розрахунок монолітного центрально навантаженого фундаменту
Розрахункове навантаження на фундамент першого поверху:
Σ N
1поверх = 3504 кН
bЧh = 35Ч35
Визначимо нормативне навантаження на фундамент за формулою:
N
H = N
1 = 3504/1.2 = 2950 кН
h
СР де h
СР - середній коефіцієнт навантаження
Визначаємо необхідну площу фундаменту
F
TP Ф = N
H = 2950000 = 7.28 м
2 R
0 - γ
СР Ч h
ѓ 0.5 Ч10
6 - 20 Ч
10 березня Ч 2
γ
СР - середня питома вага матеріалу фундаменту і грунту на його уступах дорівнює: 20кН / м
3 а
СТОРОНА ФУНДАМЕНТУ = √ F
СР Ф = √ 7.28 = 2.453 м = (2.5 м) так як фундамент центрально навантажений, беремо його у квадратному плані, округляємо до 2.5 м
Обчислюємо найменшу висоту фундаменту з умов продавлювання його колоною по
поверхні піраміди продавлювання, при дії розрахункового навантаження:
Найменша висота фундаменту:
σ
ГР = N
1 = 3504
481.3 кН / м
2 F
Ф 7.28
σ - напруження в основі фундаменту від розрахункового навантаження
h
0 MIN = Ѕ Ч √ N
1 h
K + b
K 0.75 Ч R
bt Ч σ
TP 4
h
0 MIN = Ѕ Ч √ 2916
0.35 +0.35 = 2.25 см
0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4
М
0 MIN = h
0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Висота фундаменту з умов закладення колони:
H = 1.5 Ч h K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см
h
0 MIN = Ѕ Ч √ N
1 h
K + b
K 0.75 Ч R
bt Ч σ
TP 4
h
0 MIN = Ѕ Ч √ 2916
0.35 +0.35 = 2.25 см
0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4
М
0 MIN = h
0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Висота фундаменту з умов закладення колони:
H = 1.5 Ч h K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см
З конструктивних міркувань, з умов жорсткого защемлення колони в склянці висоту фундаменту приймаємо:
Н
3 = h
СТ + 20 = 77.5 + 20 = 97.5 см - висота фундаменту.
При висоті фундаменту менш 980 мм приймаємо 3 ступені призначаємо з умови забезпечення бетону достатньої міцності по поперечній силі.
Визначаємо робочу висоту першого ступеня за формулою:
h
02 = 0.5 Ч σ
ГР Ч (а - h
K - 2 Ч h
0) = 0.5 Ч 48.13 Ч (250 - 35 - 2Ч94) = 6.04 см
√ 2ЧR
bt Чσ
ГР √ 2Ч1.2 Ч 48.13 Ч (100)
h
1 = 26.04 + 4 = 30.04 см
З конструктивних міркувань приймаємо висоту 300 м. Розміри другої і наступної ступені визначаємо, щоб не відбувся перетин ступенів піраміди продавлювання.
Перевіряємо міцність фундаменту на продавлювання на поверхні піраміди.
Р ≤ 0.75 Ч R
bt Ч h
0 Ч b
CP b
CP - середнє арифметичне між периметром верхнього та нижнього
підстави піраміди продавлювання в межах h
0 b
СР = 4Ч (h
К + h
0) = 4 Ч (35 +94) = 516 cм
P = N
1 - F
ОСН Ч σ
ГР = 3504 Ч 10
3 - 49.7 Ч
3 жовтня Ч 48.13 = 111.2 кН
0.75 Ч 1.2 Ч (100) Ч 94 Ч 516 = 4365.1 кН.
Розрахунок арматури фундаменту. При розрахунку арматури у фундаменті за розрахунковий момент приймаємо згинальний момент за перетином
відповідним уступах фундаменту.
M
I = 0.125 Ч Р Ч (а-а
1) 2 Ч b = 0.125Ч111.2Ч (2.5-1.7)
2 Ч 2.4 = 5337 кН
M
II = 0.125 Ч Р Ч (а-а
2) 2 Ч b = 3755 кН
М
III = 0.125 Ч Р Ч (а-а
3) 2 Ч b = 1425 кН
Визначимо необхідну кількість арматури в перерізі фундаменту:
F
a ℓ = М
I = 5337 = 17.52 см
2 0.9 Ч h ЧR
S 0.9 Ч 0.94 Ч 360
F
a ℓ = М
II = 3755 = 12.32 см
2 0.9 Ч h Ч R
S 0.9 Ч0.94 Ч 360