Рисунок _ Стык колонн Рисунок _ Сетка С-4

5. Расчет центрально-нагруженного фундамента.

Сечение колонны принимаем 0,25*0,25 м. Усилие колонны у заделки в фундаменте:

1. N=691.21 кН*м, М=7,64*103/2=3,82 кН*м, эксцентриситет – е0=M/N=3,82*103/691,21*103=0,006м;

2. N=620.1 кН, М=18.2*103/2=9.1 кН*м; е0=M/N=9.1*103/620.1*103=0.01m.

Ввиду относительно малых значений эксцентриситетов фундамент колонны рассчитываем как центрально нагруженный.

Расчетное усилие N=691.21 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке jf=1.15, нормативное усилие Nn=N/jf=691.21*103/1.15=601.05 кН.

Принимаем бетон для фундамента класса В12,5; Rbt=0.66 МПа, jb2=0.9. Арматура класса

А-II, Rs=280 МПа. Расчетное сопротивление грунта – R0=0.2 МПа.

Вес единицы объема бетона фундамента и группа на его обрезах j=20 кг/м3.

Высоту фундамента предварительно принимаем равной H=0.5 m; глубину заложения H1=1.05m.

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

A=Nn/R0-j*H1=601.05*103/0.2*103-20*103*1.05=3.36 m2.

Сторона квадратной подошвы а=√A=√3.36=1.87 m.

Принимаем a=2.1m (кратно 0,3).

Давление на грунт от расчетной нагрузки p=N/A=691.21*103/2.1*2.1=156.74 кН/м2.

Рабочая высота фундамента из условия продавления:

h0= - (hcol+bcol)/4 + 1/2√N/Rbt+p= - (0.25+0.25)/4 + ½(√691.21*103/0.9*0.66*106+156.74*103)=0.35m.

Полную высоту фундамента устанавливаем из условий:

- продавления : H=0.35+0.04=0.39 m.

- заделки колонны в фундаменте H=1.5*hcol+0.25=1.5*0.25+0.25=0.65 m.

- анкеровки сжатия арматуры колонны ø25 А – III: H=24*d+0.25=24*0.025+0.25=0.85m.

Принимаем окончательно без пересчета фундамент высотой H=0.9 m, h0=0.86 m – трехступенчатые.

Проверяем, отвечают ли рабочая высота нижней ступени фундамента h02=0.3-0.04=0.36 m условию прочности попречной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III-III.

Для единицы ширины этого сечения (b=1m):

Q=0.5*(a-hcol-2*h0)*p=0.5*(2.1-0.25-2*0.86)*156.74*103=10.19 кН; при с=2,5*h0;

Q=0.6*j2*Rbt*b*h02=0.6*0.9*0.66*106*1*0.26=96.66 кН>Q=10.19 кН – условие прочности удовлетворяется.

Расчетные изгибающие моменты в сечениях I-I и II-II.

MI=0.125*p(a-hcol)2*b=0.125*156.74*103*(2.1-0.25) 2*2.1=140.82 кН*м.

MII=0.125*p(a-a1)2*b=0.125*156.74*103*(2.1-0.9) 2*2.1=59.25 кН*м.

Площадь сечения арматуры:

ASI=MI/0.9*h0*Rs=140.82*103/0.9*0.86*280*106=6.5*10-4 m2.

ASII=MII/0.9*h01*Rs=59.25*103/0.9*0.56*280*106=4.2*10-4 m2.

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой рабочей арматурой 9ø10 А-II c As=7.07*10-4 m2 с шагом S=0.25 m.

Процент армирования:

μI=ASI*100/bI*h0=7.07*10-4/0.9*0.86=0.09%

μII=ASII*100/bII*h01=7.07*10-4/1.5*0.56=0.084%

что больше μmim=0.09% и меньше μmax=3%.

6 Расчет монолитного ребристого перекрытия.

Монолитное ребристое перекрытие компонуем с поперечными главнами балками и продольными второстепенными балками.

Второстепенные балки размещаются по осям колони в третех пролете главной балки, при этом пролеты плиты между осями ребер равны: l/3= 5.2/3=1.73 m.

Предварительно задаемся размерами сечения балок: главная балка: высота h=(1/8+1/15)*f=(1/12)*5.2=0.45 m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.45*0.45=0.2 m.

Второстепенная балка: высота h=(1/12+1/20)*l=(1/15)*6=0.4m; ширина b=(0.4/0.5)*h=0.5*0.4=0.2m.

6.1 Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия.

6.1.1 Расчетный пролет и нагрузки.

Расчетный пролет плиты равен расстоянию в свему между гранями ребер l0=1.73-0.2=1.53m, в продольном направлении – l0=6-0.2=5.8 m. Отношение пролетов 5,8/1,53=3,8>2 – плиту рассчитываем как работающую по короткому направлению. Принимаем толщину плиты 0,05 м.

Таблица 3 Нагрузка на 1 м2 перекрытия.

Для расчета многопролетной плиты выделяем полосу шириной 1 м, при этом расчетная нагрузка на 1 м длины с учетом коэффициента надежности по назначению здания jn=0.95 нагрузка на 1м:

(g+φ)=7000*0.95=6.65 кН/м.

Изгибающие моменты определяем как для многопролетной плиты с учетом перераспределения моментов:

- в средних пролетах и на средних опорах:

М=(g+φ)*l20/16=6.65*103*1.532/16=0.97 кН*м.

- в I пролете и на I промежуточной опоре:

М=(g+φ)*l20/11=6.65*103*1.532/11=1.42 кН*м.

Средние пролеты плиты окаймлены по всему контуру монолитно связанными с ними балками и под влиянием возникающих распоров изгибающие моменты уменьшаются на 20%, если h/l=1/30. При h/l=0,05/1,53=1/31<1/30 – условие не соблюдается.

6.1.2 Характеристика прочности бетона и арматура.

6.1.3 Подбор сечений продольной арматуры.

В средних пролетах и на средних опорах h0=h-a=0.05-0.012=0.038m.

αm=M/Rb*bf’*h20=0.97*103/0.9*8.5*106*1*0.0382=0.088

По таблице 3.1[1] находим η=0,953

As=M/Rs*bf’*h0=0.97*103/370*106*0.95*0.038=0.72*10-4 m2.

Принимаем 6ø4 Вр-I с As=0.76*10-4 m2 и соответствующую рулонную сетку марки:

(4Bp-I-100/4Bp-I-200)2940*Lc1/20

В I пролете и на I промежуточной опоре h0=0.034 m

αm=1.42*103/0.9*8.5*106*1*0.034=0.161 ; η=0,973

As=1.42*103/370*106*0.913*0.034=1.24*10-4 m2. – принимаем две сетки – основную и той же марки доборную.

6.2 Расчет многопролетной второстепенной балки.

6.2.1 Расчетный пролет нагрузки.

Расчетный пролет равен расстоянию в свету между главными балками l0=6-0.2=5.8 m.

Расчетные нагрузки на 1 м длины второстепенной балки:

постоянная:

- собственного веса плиты и поля: g1=2200*1.73=3.81 кН/м

- то же балки сечением 0,2х0,35 м,

g=2500 кг/м3, g2=0.2*0.35*25000=1.75 кН/м.

Итого: g=g1+g2=(3,81+1,75)*103=5.56 кН/м. С учетом коэффициента надежности по назначению здания jn=0.95: g=5.56*103*0.95=5.28 кН/м.

Временная с учетом jn=0.95: φ=4800*1,73*0,95=7,89 кН/м.

Полная нагрузка: g+ φ=(5.28+7.89)*103=13.17 кН/м.

6.2.2 Расчетные усилия.

Изгибающие моменты опираем как для многопролетной балки с учетом перераспределении моментов.

В I пролете М=(g+ φ)*l20/11=13.17*103*5.82/11=40.27 кН*м.

На I промежуточной опоре М=13.17*103*5.82/14=31.64 кН*м.

В средних пролетах и на средних опорах: М=13,17*103*5,82/16=27,69 кН*м.

Отрицательные моменты в средних пролетах зависит от отношения временной нагрузки к постоянной. При φ/g=7.88*103/5.28*103=1.5<3 отрицательный момент в среднем пролете можно принять равным 40% от момента на I промежуточной опоре Q=31.64*103*0.4=12.66 кН*м.

Поперечные силы на крайне опоре Q=0.4*(g+ φ)*l0=0.4*13.17*103*5.8=30.55 кН. На I промежуточной опоре слева Q=0.6*13.17*103*5.8=45.83 кН; на I промежуточной опоре справа )