Липецкий государственный технический университет
Кафедра архитектуры
КУРСОВАЯ РАБОТА №1
по дисциплине: «Железобетонные и каменные конструкции»
Студент
гр. ОЗС-13-1
Стуров А.В.
Руководитель
доцент
Суслов И.А.
Липецк – 2016 г
Содержание
1. Задание на проектирование …………………………………….…….………...4
2. Расчет монолитного балочного перекрытия ………………………………..…5
2.1.
Назначение
вариантов
компоновки
конструктивного
решения
монолитного ребристого перекрытия ….................……….................…5
2.2.
Расчёт
и
конструирование
балочной
плиты
перекрытия
……………………………………………………………………………….8
2.2.1 Расчётная схема и сбор нагрузок ………………………..………….....8
2.2.2. Определение расчётных усилий ……………………………………..11
2.2.3. Расчёт арматуры и конструирование плиты ………………………..11
2.3.
Расчет и конструирование второстепенной балки ………………..........14
2.3.1. Расчётная схема и сбор нагрузок ………………………………........14
2.3.2. Определение расчётных усилий …………………………………….15
2.3.3. Подбор продольной арматуры ………………………………………18
2.3.4. Подбор поперечной арматуры ………………………………………21
3. Расчет сборного балочного перекрытия...……………….…………….…........23
3.1.
Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия………........23
3.2. Расчет и конструирование предварительно напряженной
многопустотной плиты перекрытия …………………………………….24
3.2.1. Определение нагрузок и усилий.…………..…..................................25
3.2.2. Подбор сечения продольной арматуры……………………….........27
3.2.3. Расчёт прочности наклонного сечения……………………………...28
3.2.4 Расчёт по деформациям (прогибам) ………………………………..30
3.2.5. Расчет панели в стадии изготовления, транспортирования и
монтажа……………………………………………………………….35
4. Каменные и армокаменные конструкции ……………………..……………..38
4.1.
Расчет каменного простенка первого этажа …………..………………38
4.1.1. Исходные данные ………………………….………………………...38
4.1.2. Определение нагрузок и усилий ……………………………………40
2
4.1.3. Проверка прочности простенка ……………………………….……47
4.2.
Расчет армокаменного столба подвала. Подбор сечения армокаменного
столба с сетчатой арматурой …………………………………………….49
4.3.
Расчет армокаменного фундамента под центрально-нагруженный
армокаменный фундамент ……………………………………………..52
Библиографический список …………………………………..……………...........55
3
1. Задание на проектирование
1.
Размеры здания (между внутренними гранями стен) - 38,4х44,6 м.
2.
Количество и высота этажей (без подвала) – 3 по 3,6 м.
3.
Конструкция пола – плиточный, покрытие – теплое.
4.
Высота подвального этажа – 3,2 м.
5.
Марка сталей:
а) для обычных конструкций -кл. – А-III, Вр-I.
б) для преднапряженной сборной плиты -кл. – А-V.
6.
Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие - 5,2 кН/м2.
7.
Район строительства – город Воронеж.
8.
Сопротивление грунта 0,30 МПа, объемный вес γ=1,41 Т/м3.
9.
Марка раствора – 100, марка кирпича – СУР-150/30.
10.
Рассчитать и запроектировать:
а)
сборную
междуэтажного
преднапряженную
перекрытия,
железобетонную
колонну
(из
сборных
панель
элементов)
и
ригель
подвала
и
первого этажа, фундамент под колонну, стыки колонн, ригелей;
б) в монолитном варианте - неразрезную плиту и второстепенную балку:
в) в разделе каменных и армокаменных конструкций - простенок
наружной
стены
первого
этажа,
армированный
подвала, фундамент под столб.
4
кирпичный
столб
2. Расчет монолитного балочного перекрытия
2.1.
Назначение вариантов компоновки конструктивного решения монолитного
ребристого перекрытия
Проектируем три варианта конструктивных схем монолитного ребристого
перекрытия.
Вариант №1
Рисунок 1
5
Вариант №2
Рисунок 2
6
Вариант №3
Рисунок 3
Принимаем второй вариант монолитного перекрытия, как наиболее
экономичный.
7
2. 2. Расчёт и конструирование балочной плиты перекрытия
2. 2. 1. Расчётная схема и сбор нагрузок
Рисунок 4. Схема для определения эксплуатационных нагрузок и усилий.
Для определения расчётных пролётов плиты задаёмся размерами сечений
второстепенных и главных балок.
Второстепенная балка:
hsb = (1⁄20 … 1⁄12)lsb = (45,83 … 27,5) см, принимаем hsb = 40 см;
bsb = (0,3 … 0,5)hsb = (12 … 20) см, принимаем bsb = 20 см.
Главная балка:
hmb = (1⁄15 … 1⁄8)lmb = (81,87 … 43,67) см, принимаем hmb = 60 см;
bmb = (0,4 … 0,5)hmb = (24 … 30) см, принимаем bmb = 30 см.
Для крайних пролетов плиты расчетным является расстояние от грани
крайней балки до середины площади опирания на стене.
Для средних пролетов плиты расчетным являются расстояния в свету между
второстепенными балками.
Расчётные пролёты плиты:
- крайних пролётов
l01 = ls + c⁄2 − bsb ⁄2 = 219 + 12⁄2 − 20⁄2 = 215 см;
8
- средних пролётов
l02 = ls − bsb = 218 − 20 = 198 см;
l03 = lsb − bmb = 545 − 30 = 515 см.
Поскольку l03 ⁄l01 = 515⁄215 ≈ 2,4 > 2 и l03 ⁄l02 = 515⁄198 ≈ 2,6 > 2, то
плиту рассчитываем как балочную в направлении коротких пролётов.
Расчёт производим для условной полосы плиты шириной 100 см,
расположенной поперёк второстепенных балок.
Толщину плиты принимаем hs = 80 мм.
Рисунок 5. Расчетная схема пролетов плиты
Нагрузки, действующие на плиту, определяем с учетом коэффициента
надежности по назначению здания γn = 0,95. Нагрузки на плиту приведены в
следующей таблице.
9
Таблица 1
Сбор нагрузок на плиту
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка,
кН/м
Расчетная
γf
нагрузка,
кН/м
Постоянная
Собственный вес
1
ж/б плиты
1·1·0,08·25·0,95 = 1,9
1,1
2,09
1·1·0,1·11·0,95 = 1,045
1,1
1,15
1·1·0,03·20·0,95 = 0,57
1,3
0,741
1·1·0,02·17·0,95 = 0,323
1,1
0,355
3,838
-
4,336
5,2·1·0,95 = 4,94
1,2
5,928
8,778
-
10,264
(h=80 мм, ρ=25)
Звукоизолирую
2
щий пенобетон
(h=100 мм, ρ=11)
Цементная
3
стяжка
(h=30 мм, ρ=20)
Полимерцемент
2
(h=20 мм, ρ=17)
Итого:
Временная
4
полезная
нагрузка
Полная нагрузка:
10
2. 2. 2. Определение расчётных усилий
Расчётные изгибающие моменты в сечениях плиты определяем с учётом их
перераспределения за счёт проявления пластических деформаций.
В крайнем пролете и на первой промежуточной опоре:
q ∙ l201 10,264 ∙ 2,152
M1 =
=
= 3,83 кН · м
11
11
На средних пролетах и средних промежуточных опорах:
q ∙ l202 10,264 ∙ 1,982
M2 =
=
= 2,24 кН · м
16
16
Для плит, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними
балками, изгибающие моменты в сечениях промежуточных пролетов и над
промежуточными опорами уменьшают на 20% для учета возникающего распора
М3 = 0,8 ∙ M2 = 0,8 ∙ 2,24 = 1,732 кН · м
2. 2. 3. Расчет арматуры и конструирование плиты
Подбор рабочей продольной арматуры балочной плиты осуществляем из
расчёта прочности сечений, нормальных к продольной оси элемента.
Исходные данные:
- класс бетона: В15 (Rb(t) = 8,5 МПа, Rbt = 0,75 МПа);
- коэффициент условия работы бетона γb2 = 0,9;
- класс рабочей арматуры: Вр-I (Rs = 360 МПа);
- диаметр рабочей арматуры: d = 4 мм.
Фактическое значение прочности бетона:
R b = γb1 ∙ γb2 ∙ R b(t) = 1 ∙ 0,9 ∙ 8,5 = 7,65 МПа
Характеристики сжатой зоны бетона:
ω = α − 0,008R b = 0,85 − 0,008 ∙ 7,65 = 0,789
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
11
ξR =
ω
1+
Rs
ω
−
(1
σscu
1,1)
=
0,789
= 0,656
360
0,789
1+
(1 − 1,1 )
500
αR = ξR (1 − 0,5ξR ) = 0,656 ∙ (1 − 0,5 ∙ 0,656) = 0,441
Примем толщину защитного слоя бетона равной 10 мм, тогда рабочая высота
сечения будет равна:
h0 = h − as = 80 − (10 + 4⁄2) = 68 мм
Определим площадь рабочей арматуры. Все расчеты приведем в табличной
форме.
Таблица 2
Определение параметров армирования плиты перекрытия.
Сечения
в средних пролетах и на средних
№
п/п
Расчетная формула
опорах
на 1-ом пролете
и
1-ой опоре
неокаймленные
окаймленные
балками по
балками по
всему контуру
всему контуру
1
R b = γb1 ∙ γb2 ∙ R b(t)
7,65 МПа
7,65 МПа
7,65 МПа
2
ω = α − 0,008R b
0,789
0,789
0,789
0,656
0,656
0,656
0,441
0,441
0,441
0,0565
0,0591
0,0473
3
4
5
ξR =
ω
1+
Rs
ω
−
(1
σscu
1,1)
αR = ξR (1 − 0,5ξR )
αm =
M
R b ∙ b ∙ h20
6
αm < αR
0,0565<0,441
0,0591<0,441
0,0473<0,441
7
ξ = 1 − √1 − 2αm
0,0582
0,061
0,0485
12
8
9
10
As =
ξ ∙ R b ∙ b ∙ h0
Rs
0,835 см2
0,874 см2
0,696 см2
As ∙ 100%
b ∙ h0
0,124 %
0,129 %
0,103 %
μ% =
μ% > μ%min
0,124 % >0,05 %
0,129 % > 0,05 % 0,103 % > 0,05 %
Для средних пролетов, неокаймленных по всему контуру ребрами, и над
средними опорами принимаем сетку С-1 с рабочими стержнями d = 4 мм, класса
Bp-I и шагом 200 мм
Марка сетки:
С1
4 Bp − I − 200
1660 х 44600
4 Bp − I − 200
Для средних пролетов, окаймленных по всему контуру ребрами, и над
средними опорами этих плит необходимости в установке дополнительных
арматурных сеток не возникает, так как сетка С-1 обеспечивает необходимую
прочность (As = 1,18 см2 > As, min = 0,696 см2).
Для плит, расположенных в 1-ом пролёте (вдоль поперечных стен здания) и
на 1-ых промежуточных опорах также нет необходимости в установке
дополнительных арматурных сеток (As = 1,18 см2 > As, min = 0,835 см2).
Рисунок 6. Поперечный разрез монолитного перекрытия с обозначением
армирования.
13
2. 3. Расчёт и конструирование второстепенной балки
2. 3. 1. Расчётная схема и сбор нагрузок
Второстепенную балку таврового сечения рассчитываем по неразрезной
схеме.
Размеры расчётных пролётов:
- крайний l01 = lsb − bmb ⁄2 − c⁄2 = 545 − 30⁄2 − 30⁄2 = 515 см
- средний l02 = lsb − bmb = 550 − 30 = 520 см
Рисунок 7. Расчетная схема пролетов второстепенной балки.
Нагрузки на второстепенную балку собираем с грузовой полосы, равной
шагу второстепенных балок 2,1 м, учитывая собственный вес балок и коэффициент
надежности по назначению здания γn = 0,95
14
Таблица 3.
Сбор нагрузок на второстепенную балку
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка,
кН/м
γf
1
ж/б плиты
(h=80 мм, ρ=25)
1∙2, 1
нагрузка,
кН/м
Постоянная нагрузка
Собственный вес
Расчетная
1,1
4,18
1·2,1·0,1·11·0,95 = 2,09
1,1
2,299
1·2,1·0,03·20·0,95 = 1,14
1,3
1,482
1,1
0,712
1,1
1,254
8,816
-
9,927
5,2∙2∙0,95 = 9,88
1,2
11,856
18,696
-
21,783
∙0,08∙25∙0,95 = 3,8
Звукоизолирующий
2
пенобетон
(h=100 мм, ρ=11)
Цементная стяжка
3
2
(h=30 мм, ρ=20)
Полимерцемент
1·2,1·0,02·17·0,95 =
(h=20 мм, ρ=17)
0.646
Собственный вес 1
5
п. м. балки
1∙0,2∙ (0,4 -0,08) ∙25∙0,95
= 1,14
hsb=40см; bsb=20см
Итого:
6
Временная
Суммарная нагрузка:
2. 3. 2. Определение расчетных усилий
Расчетные усилия определяем с учётом их перераспределения за счёт
проявления пластических деформаций:
- в крайних пролетах:
15
q ∙ l201 21,783 ∙ 5,152
M1 =
=
= 47,02 кН · м
11
11
- на первых промежуточных опорах:
q ∙ l202 21,783 ∙ 5,22
M2 =
=
= 37,66 кН · м
14
14
- в средних пролетах и на средних опорах:
q ∙ l202 21,783 ∙ 5,22
M3 =
=
= 32,96 кН · м
16
16
Построим огибающую эпюру изгибающих моментов:
Положение нулевой точки в крайнем пролёте определяем из соотношения:
p 9,576
=
= 0,956
g 9,927
№ сечения
№ пролета
Таблица 4. Определение изгибающих моментов в сечениях перекрытия
1
2
2’
1
3
4
5
Значение коэф.
Расстояние до
ql0 ,
β
сечения, м
м
0,4∙l01 = 0,4∙5,15 =2,06
м
0,425∙l01 =
0,425∙5,15=2,18 м
0,6∙l01 = 0,6∙5,15=3,09
м
0,8l01= 0,8∙5,15 = 4,12
м
l01 = 5,15м
моменты, кН∙м
кН∙м
β
0,2∙l01 = 0,2∙5,15 =1,03
Изгибающие
2
β
+
-
M+
M-
0,065
-
40,47
-
0,09
-
56,032
-
0,091
-
56,655
-
577,74
0,075
-
46,69
-
0
0
0
0
-
-0,0715
-
-44,51
16
5’
6
7
2
7’
8
9
0,15∙l02 = 0,15∙5,2 =
0,78 м
0,2∙l02 = 0,2∙5,2=1,04
м
0,4∙l02 = 0,4∙5,2 =2,08
м
0
0
0
0
0,018
-0,026
11,206
16,187
0,058
-0,003
36,11
1,877
38,911
-0,933
0,5∙l02 = 0,5∙5,2 =2,6 м 0,0625 -0,0015
0,6∙l02 = 0,6∙5,2 =3,12
м
0,8∙l02 = 0,8∙5,2 =4,16
м
577,74
0,058
0
36,109
0
0,018
-0,02
11,206
-12,45
9’
l02 - 0,15∙l02 = 4,42 м
0
0
0
0
10
l02 = 5,2 м
-
-0,0625
-
-38,91
Рисунок 8. Огибающая эпюра изгибающих моментов.
Поперечные силы:
- на крайней опоре:
Q1 = 0,4 ∙ q ∙ l01 = 0,4 ∙ 21,783 ∙ 5,15 = 40,176 кН
- на первой промежуточной опоре слева:
17
Q 2 = 0,6 ∙ q ∙ l01 = 0,6 ∙ 21,783 ∙ 5,15 = 60,264 кН
- на первой промежуточной опоре справа и на средней опоре:
Q 3 = 0,5 ∙ q ∙ l02 = 0,5 ∙ 21,783 ∙ 5,15 = 50,22 кН
Уточним размеры сечения второстепенной балки. По моменту на первой
промежуточной опоре определим полезную высоту сечения:
ℎ0 = √
М
37,66 ∙ 103
=√
≈ 33,4 см,
𝛼𝑚 ∙ 𝑅𝑏 ∙ 𝑏𝑠𝑏
0,289 ∙ 7,65 ∙ 20
где αm=0,289 при ξ=0,35 (для элементов, рассчитываемых с учетом
перераспределения внутренних усилий).
Тогда полная высота сечения балки hsb=h0+a=33,4+3=36,4 ≈ 37 см.
Предполагая отсутствие поперечной арматуры (в данном случае запас
прочности), при φω1=1 проверим условие:
Q2 ≤ 0,3 ∙ 𝜑𝜔1 ∙ 𝜑𝑏1 ∙ 𝑅𝑏 ∙ 𝑏 ∙ ℎ0 = 0,3 ∙ 1 ∙ 0,9235 ∙ 7,65 ∙ 20 ∙ 34 ∙ 10−1 =
= 144,199 кН,
где φb1=1-0,01∙Rb=1-0,01∙7,65=0,9235
Q2 = 60,264 кН < 144,199 кН,
следовательно, принятые размеры балки достаточны.
2. 3. 3. Подбор продольной арматуры
На действие положительных моментов сечение принимается тавровым со
сжатой полкой, толщина полки равна:
h′f = hs = 0,08 м.
Расчетная ширина полки:
b′f =
lsb
6,3
+ bsb =
+ 0,2 = 2,3 м
3
3
Прямоугольное сечение второстепенной балки имеет размер:
b х h = 200 х 370 мм
Рабочая высота сечения балки:
18
- в крайних пролетах при а = 5 см: h0 = 37 – 5 = 32 см;
- в средних пролетах при а =3 см: h0 = 37 – 3 = 34 см;
- на опорах при а =2 см: h0 = 37 – 2 = 35 см;
Расчет арматуры выполняется для 5-ти сечений: в крайнем и среднем
пролетах, на первой и средней промежуточных опорах, в средних пролетах на
расстоянии 0,25 l02 от первой промежуточной опоры.
Расчетное сопротивление арматурной стали А-III для предельных состояний
первой группы: Rs=360 МПа.
Результаты расчета продольной арматуры приведены в таблице 5.
Расчет арматуры второстепенной балки
Сечения
№ Расчетные формулы
1
Rb Rb (t ) b 2 b1
2
0,008 Rb
ξR
3
ω
=
R
ω
1 + s (1 −
σscu
1,1)
αR = ξR (1 − 0,5ξR )
M f 100[ Rb
4
b' f h' f
(h0 h' f / 2)] * 100
5
m
M
Rb b h02
в крайних
пролетах
8,5·0,9*1=7,6
5 МПа
0,850,008·7,65=0,
789
0,654
0,440
100·(7,65·20
8·8·(328/2))=
=356,42кНм
>47,02 кНм
следователь
но,
нейтральная
ось
проходит в
полке
47.02·103/(7,
65·20,8·322)=
0,38
на
средних
опорах
в средних
пролетах на
расстоянии
0,25·l02 от
опор.
в средних
пролетах
на первых
промежуточ
ных опорах
7,65 МПа
7,65 МПа
7,65
МПа
7,65 МПа
0,789
0,789
0,789
0,789
0,654
0,440
0,654
0,440
0,654
0,440
0,654
0,440
100·(7,65·20
8·8·(348/2))=
=381,89кНм
>32,96 кНм
следователь
0
0
0
но,
нейтральная
ось
проходит в
полке
32,96·103/(7, 37,66·103/(7, 32,96·10 2,697·103/(7,
65·20,8·342)= 65·15·352)=0, 3/(7,65·2 65·15·352)=0
0,235
351
0,8·352)=
,019
19
0,22
6
7
m R
0,385<0,440
0,235<0,440
1 1 2 m
0,51
0,51<0,654
0,27
0,27<0,654
R
Rb b h0
0,51·7,65·20· 0,27·7,65·20·
32/360=
34/360=
2
=7,21 см
=4,058 см2
0,22<0,4
0,019<0,440
40
0,252
0,546
0,019
0,252<0,
0,546<0,654
0,019<0,654
654
0,252·7,6
0,546·7,65·2 5·20·32// 0,019·7,65·2
0·32//360=
360=
0·35//360=
2
=6,09 см
=3,898
=0,212 см2
см2
0,351<0,440
8
AS
9
%
1
0
1,08%>0,05 0,574%>0,05 1,16%>0,05 0,535%> 0,403%>0,05
%
%
%
0,05%
%
На основании полученных результатов расчета принимаем для армирования:
Rs
As 100%
b h0
1,08%
0,574%
1,16%
0,535%
0,403%??
% min %
- крайних пролетов 2 Ø22 А-III с As = 7,6 см2 (> 7,21 см2);
-средних пролетов 3 Ø14 А-III с As = 4,62 см2 (> 4,058 см2);
Отрицательный момент в пролете на расстоянии 0,25∙l02 от первой
промежуточной опоры воспринимается верхней продольной арматурой каркасов: 2
Ø4 с As = 0,25 см2 (>0,212 см2).
Сечения на опорах в целях экономии арматуры будем армировать двумя
сварными сетками с поперечной рабочей арматурой. Требуемая площадь сечения
арматуры одной сетки армирования опор:
-на первых промежуточных A’s = 6,09/2 = 3,045 см2/пог. м;
-на средних промежуточных A’s = 3,898/2 = 1,949 см2/пог. м.
При отношении p/g = 0,965 < 3 одну сетку обрываем на расстоянии 1/4 l02 ,
а вторую - на расстоянии 1/3 l02 от опоры.
Подбираем сетку С-2 марки:
С2
5 Bp − I − 250
3030 х 44600
9 Bp − I − 150
Площадь сечения рабочих стержней (поперечных) на 1 м. п. длины сеток,
раскатываемых вдоль главных балок, составляет:
3,045 см2/пог. м> 1,949 см2/пог. м.
Для армирования средних промежуточных опор выбираем эту же сетку С-2.
20
2. 3. 4. Подбор поперечной арматуры
Выполним расчет сечений, наклонных к продольной оси элемента на действие
поперечной силы.
Проверим необходимость установки поперечной арматуры по расчету:
1) Первое условие: Q max ≤ 2,5 ∙ R bt ∙ b ∙ h0
R bt = R bt(T) ∙ γb1 ∙ γb2 = 0,75 ∙ 1 ∙ 0,9 = 0,675 МПа
2,5 ∙ 0,675 ∙ 20,8 ∙ 33,4 ∙ 10−1 = 117,234 кН;
2) Второе условие: Q max − 2,5 ∙ q1 ∙ h0 ≤ φb3 ∙ R bt ∙ b ∙ h0
φb3 = 0,6 для тяжелого бетона;
q1 = g +
p
11,856
= 9,927 +
= 14,715 кН/м;
2
2
Q max − 2,5 ∙ 14,75 ∙ 0,334 = 66,115 − 12,287 = 53,828 кН;
φb3 ∙ R bt ∙ b ∙ h0 = 0,6 ∙ 0,675 ∙ 20,8 ∙ 33,4 ∙ 10−1 = 28,14 кН;
Q
= 66,115 кН ≤ 117,234кН
,
{ max
Q = 53,828 кН > 28,14 кН
Оба условия одновременно не выполняются и необходимо устанавливать
поперечную арматуру по расчету.
Определим
требуемую
интенсивность
хомутов
приопорного
участка.
Коэффициент:
(b′ f − b) ∙ h′ f
(44,8 − 20,8) ∙ 8
φf = 0,75 ∙
= 0,75 ∙
= 0,287 < 0,5 ,
b ∙ h0
20 ∙ 33,4
где b′ f = b + 3 ∙ h′ f = 20,8 + 3 ∙ 8 = 44,8 см.
Учитывая коэффициент φb2 = 2 для тяжелого бетона и φn = 0 , получим:
Mb = φb2 ∙ (1 + φf + φn ) ∙ R bt ∙ b ∙ h0 2 = 2 ∙ (1 + 0,0,287 + 0) ∙ 0,0675 ∙ 20,8 ∙ 33,42
= 40,315кН ∗ м
Q b1 = 2 ∙ √Mb ∙ q1 = 2 ∙ √40,315 ∙ 14,715 = 48,713 кН.
Так как
Q b1 48,713
=
= 81,19 кН > 66,115 кН,
0,6
0,6
то интенсивность поперечного армирования определяем:
21
qsw
Q22 − Q2b1 (60,2642 − 48,7132 ) ∙ 106
=
=
= 123,9 Н/см,
4 ∙ Mb
4 ∙ 40,315 ∙ 105
Q 2 − Q b1 (60,264 − 48,713) ∙ 103
=
= 260,509 Н/см > 123,9 Н/см,
2 ∙ h0
2 ∙ 33,4
следовательно, qsw = 260,509 Н/см.
Для хомутов, устанавливаемых по расчету должно соблюдаться условие:
qsw
Q b,min 36,21 ∙ 103
≥
=
= 542,066 Н/см, где
2 ∙ h0
2 ∙ 33,4
Q b,min = φb3 ∙ (1 + φf ) ∙ R bt ∙ b ∙ h0 =
= 0,6 ∙ (1 + 0,287) ∙ 0,0675 ∙ 20,8 ∙ 33,4 = 36,21 кН;
Так как 260,509 < 542,066, то определяем qsw по формуле:
qsw =
=
φ
φ
Q2
Q2
Q2 2
+ b2 ∙ q1 − √(
+ b2 ∙ q1 )2 − (
) =
2 ∙ h0 φb3
2 ∙ h0 φb3
2 ∙ h0
66,115 ∙ 103
2
66,115 ∙ 103
2
66,115 ∙ 103 2
+
∙ 147,15 − √(
+
∙ 147,15)2 − (
)
2 ∙ 33,4
0,6
2 ∙ 33,4
0,6
2 ∙ 33,4
= 379,55 Н/см.
Согласно п. 5.27 СНиП 2.03.01-84 (1996) шаг хомутов на приопорных
участках, равных ¼ l, должен быть не более h/2 =370/2 = 185 мм и не более 150 мм,
а в пролете не более 3/4 h = 277,5 мм и не более 500 мм.
Максимально допустимый шаг у опоры:
Smax
φb4 ∙ R bt ∙ b ∙ h0 2 1,5 ∙ 0,0675 ∙ 20,8 ∙ 33,42
=
=
= 35,53 см, где
Q2
66,115
φb4 = 1,5 для тяжелого бетона.
Принимаем шаг хомутов у опоры S1=150 мм, а в пролете S1=250 мм.
Следовательно:
Asw =
qsw ∙ S
379,55 ∙ 15
=
= 0,2636 см2
2
R sw
0,6 ∙ 360 ∙ 10
Принимаем в поперечном сечении 2 Ø5 А-III с As = 0,39 см2 ( > 0,264 см2).
22
3. Расчет сборного каркаса
3. 1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия
Сборный вариант перекрытия компонуется с использованием сетки колонн
монолитного варианта, принятого для проектирования. Перекрытие конструируют
из плит, укладываемых по балкам. При этом балки перекрытия вместе с колоннами
образуют каркас здания.
Так как нагрузка на плиты не превышает 5 кН/м2, то рекомендуется
применять многопустотные плиты перекрытия. При этом предусматриваются
плиты с вырезом, размещаемые по рядам колонн и основные плиты (рядовые).
Рисунок 9. Схема конструктивного решения сборного перекрытия.
23
При этом опирании продольных ребер плит на кирпичные наружные стены
не допускается. Толщина плиты: 22 см.
3. 2. Расчёт и конструирование многопустотной плиты
Номинальный размер плиты в плане – 5,5 х 1,5 м.
Коэффициент условий работы: γb2 = 0,9.
Принимаем для изготовления плиты бетон класса В25 (Rb = 14,5 МПа, Rbt =
1,05
МПа, Rb,ser = 18,5 МПа, Rbt,ser = 1,6 МПа, Eb = 22500 МПа). С учетом
коэффициента условия работы, получаем: Rb = 13,05 МПа, Rbt = 0,945 МПа, Rb,ser
= 16,65 МПа, Rbt,ser = 1,44 МПа, Eb = 22500 МПа.
Напрягаемая арматура продольных ребер: А-V (Rs = 680 МПа, Rs,ser = 788
МПа, Es = 190 000 МПа).
Арматуру натягивают на упоры формы электротермическим способом, а
обжатие бетона производят усилием напрягаемой арматуры при достижении
передаточной прочности, равной Rbp = 0,8 ∙ В = 0,8∙25 = 20 МПа.
Ненапрягаемая арматура стержневой сетки каркаса: Вр-I (Rs = 360 МПа, Rsw
= 260 МПа, Rs,ser = 590 МПа, Es = 170 000 МПа).
Петли для подъема плиты приняты из арматурной стали класса A-I марки
ВСт3пс2 и устанавливаются по концам продольных ребер.
К
трещиностойкости
плиты
в целом и
предъявляются требования 3-ей категории.
24
отдельных
ее
элементов
3. 2. 1. Определение нагрузок и усилий
Рисунок 10. Поперечное сечение панели
Приведенная толщина плиты определяется:
hпр= hп+ h'п+ hср=30+47+39 = 116 мм, где
hп- толщина нижней полки;
h’п- толщина полки в сжатой зоне, равная h’п=h-hп -0,9∙d=220-30-0,9∙159 =47
мм;
hср- приведенная толщина средней части сечения панели, равная:
(b′ п − 3 ∙ 0,9 ∙ d) ∙ (h − hп − h′ п )
hср =
=
b′п
=
(1370 − 7 ∙ 0,9 ∙ 159) ∙ (220 − 30 − 47)
≈ 39 мм, где
1370
d - диаметр круглого отверстия, равный 159 мм.
Подсчёт нагрузок на 1 м длины при ширине плиты 1,49 м с учётом
коэффициента надёжности по назначению здания 0,95 приведён в табл. 1.
Таблица 6. Сбор нагрузок на плиту
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативная нагрузка,
кН/м
Расчетная
γf
нагрузка,
кН/м
Постоянная
Собственный вес
1
ж/б плиты
1,5·0,116·25·0,95 = 3,875
25
1,1
4,243
(приведённая
толщина: 11,6 см,
ρ=25)
Пароизоляционный
слой
2
(1 слой рубероида)
1,5·0,003·3·0,95 = 0,012
1,2
0,014
1,5·0,08·8·0,95 = 0,851
1,1
0,936
1,5·0,03·18·0,95 = 0,718
1,3
0,934
1,5·0,02·17·0,95 = 0,452
1,1
0,497
5,908
-
6,624
4,2·1,49·0,95 = 5,586
1,2
6,703
11,494
-
13,327
(h= 3 мм, ρ=3)
Утеплитель
(пеобетон)
3
(h=80 мм, ρ=8)
Армированная
4
цкментная стяжка
(h=30 мм, ρ=18)
Полимерцемент
5
(h=20 мм, ρ=17)
Итого:
Временная
6
полезная нагрузка
Полная нагрузка:
Для установления расчетного пролета плиты предварительно назначают
размеры сечения ригеля:
h=
l
550
=
= 45,8 см;
12
12
b = 0,3 · h = 13,75 см;
принимаем h = 50 см, b = 15 см, условие b/h = 0,3…0,4 выполняется.
b
0,15
= 5,5 −
= 5,4 м.
2
2
Расчётный изгибающий момент:
l0 = l −
от действия полной расчётной нагрузки
ql20 13,327 · 5,42
M=
=
= 48,58 кН · м
8
8
26
от действия полной нормативной нагрузки
qн l20 11,494 · 5,42
M =
=
= 41,9 кН · м
8
8
н
от действия постоянной нормативной нагрузки
qн l20 5,908 · 5,42
M =
=
= 21,53 кН · м
8
8
н
от действия кратковременной нормативной нагрузки
qн l20 6,624 · 5,42
M =
=
= 20,36 кН · м
8
8
н
Перерезывающая сила на опоре от действия полной расчётной нагрузки:
Q=
ql0 13,327 · 5,4
=
= 35,98 кН
2
2
3. 2. 2. Подбор сечения продольной арматуры
Расчет ведем из условия обеспечения прочности таврового сечения,
нормального к продольной оси элемента. Сечение панели с круглыми пустотами
приведено к двутавровому; для этого круглые отверстия заменены на квадратные
со стороной 0,9·d = 0,9·159 = 143,1 мм.
Полку в растянутой зоне при расчете прочности сечения в работе не
учитывают.
Толщины полок определены выше: hп=30 мм, h’п=47 мм; суммарная ширина
ребра: b=1370-143,1∙7≈369 мм.
Расчетная высота сечения h0=h-a=22-3=19 см.
Рисунок 11. Приведённое сечение панели
27
Установим расчетный случай для таврового сечения:
М ≤ R b ∙ γb1 ∙ b′п ∙ h′п ∙ (h0 − 0,5 ∙ h′ п )
М = 65,107 < 13050 ∙ 0,85 ∙ 1,37 ∙ 0,047 ∙ (0,19 − 0,5 ∙ 0,047) = 118,921 кН ∙ м,
следовательно, условие выполняется, нейтральная ось проходит в полке,
дальнейший расчет сечения ведем, как для прямоугольного.
Площадь арматуры:
αm =
M
R b ∙ b′п ∙ h0 2 ∙ γb1
=
48,58
≈ 0,102;
1,37 ∙ 13050 ∙ 0,192 ∙ 0,85
По таблице находим значение ζ= 0,6=9461, тогда площадь сечения арматуры:
Asp
M
48,58 ∙ 103
=
=
≈ 4,58 см2 ;
R s ∙ ζ ∙ ho 680 ∙ 0,9461 ∙ 19
Принимаем 6 Ø10 А-V, Аsp=4,71 см2.
3. 2. 3. Расчет прочности наклонного сечения
Проверим необходимые условия:
1) Q ≤ 0,35 ∙ R b ∙ γb1 ∙ b ∙ ho
35,98 кН < 0,35 ∙ 1,305 ∙ 0,85 ∙ 36,9 ∙ 19 = 272,193 кН,
условие удовлетворяется, размеры сечения достаточны.
2) Q ≤ φb3 ∙ R bt ∙ γb1 ∙ b ∙ h0 , где φb3 = 0,6 для тяжелого бетона;
Q = 35,98 > 0,6 ∙ 0,0945 ∙ 0,85 ∙ 36,9 ∙ 19 = 33,79 кН,
условие не выполняется, следовательно, поперечную арматуру необходимо
устанавливать по расчету.
Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента по формуле:
qsw =
Q2
4 ∙ φb2 ∙ γb1 ∙ R bt ∙ b ∙ h0 2
35,982
=
4 ∙ 2 ∙ 0,85 ∙ 0,0945 ∙ 36,9 ∙ 192
≈ 0,175 кН/см , где φb2 = 2 для тяжелого бетона.
Шаг поперечных стержней, принимая в каждом ребре сварной каркас из
проволоки диаметром 5 мм, asw=0,196 см2, Asw= asw∙n=0,196∙6=1,176 см2:
28
S=
R sw ∙ Asw 26 ∙ 1,176
=
≈ 175 см.
qsw
0,175
Согласно п. 5.27 СНиП 2.03.01-84 (1996) шаг хомутов на приопорных
участках, равных ¼ l, должен быть не более h/2 =22/2=11 см и не более 15 см.
Максимально допустимый шаг у опоры:
Smax
φb4 ∙ R bt ∙ γb1 ∙ b ∙ h0 2 1,5 ∙ 0,0945 ∙ 0,85 ∙ 36,9 ∙ 192
=
=
= 41,52 см, где
Q
35,98
φb4 = 1,5 для тяжелого бетона.
С учетом требований принимаем S=10 см. В этом случае:
qsw =
R sw ∙ Asw 26 ∙ 1,176
=
= 3,058 кН/см.
S
10
Поперечная сила на расстоянии l1=l0/4=625/4=156 см от опоры:
Q1 = Q – q ∙ l1 = 35,98 – 13,327 ∙ 1,4875 = 18,83 кН, что меньше
φb3 ∙ R bt ∙ γb1 ∙ b ∙ h0 = 33,79 кН,
следовательно, в средней половине панели поперечные стержни можно не
ставить, но из конструктивных соображений для фиксации положения верхней
сетки каркасы проектируют на всю длину панели с шагом поперечных стержней на
приопорных участках S=200 мм и в средней части S=200 мм.
Чтобы обеспечить прочность полок панели на местные нагрузки, в пределах
пустот в верхней и нижней зонах сечения предусмотрены сетки C-1 с площадью
поперечного сечения продольной арматуры 0,5 см2:
3 Bp − I − 200
1340 х 6250.
3 Bp − I − 200
29
3. 2. 4. Расчет по деформациям (прогибам)
3. 2. 4. 1. Определим геометрические характеристики приведенного сечения
∝=
∝сет =
Es 190
=
= 8,44
Eb 22,5
Esw 170
=
= 7,56;
Eb
22,5
Площадь приведенного сечения:
Ared = A + α∙Asp + α’∙(As + A’s + Asw) =
= 137·4,7+36,9·14,3+8,44·4,71+7,56·(0,5+0,5+1,176) = 1228 см2,
Статический момент относительно нижней грани сечения панели:
Sred = S + α∙Ssp + α’∙(Ss + S’s + Ssw) = 137·4,7·19,65 + 36,9·17,3·8,65 + 8,44·6,28·3 +
7,56·(0,5·3 + 0,5·2 + 1,178·11) = 18410 см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани плиты:
y0 =
Sred 18410
=
≈ 15 см, тогда
Ared
1228
h – y0 = 22 – 15 = 7 см.
Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести:
Ired = I + α∙Asp∙ysp2 + α'·(As∙ys2 + A’s∙y’s2 + Asw∙ysw2) =
137 ∙ 4,73
36,9 ∙ 17,33
2
=
+ 137 ∙ 4,7 · 6 +
+ 36,9 ∙ 17,3 · 52 +
12
12
+ 7,56 ∙ (0,5 ∙ 10,652 + 0,5 ∙ 6,352 + 1,176 ∙ 2,652 ) = 56890 см4 .
Момент сопротивления для растянутой грани сечения:
Wred =
Ired 56890
=
≈ 3793 см3 .
y0
15
3. 2. 4. 2. Определение потерь предварительного напряжения в арматуре
Предварительное напряжение в арматуре назначается таким образом, чтобы
выполнялись два условия:
σsp + p ≤ R s,ser
σsp − p ≥ 0,3 ∙ R s,ser
30
где р - величина допустимого отклонения, при электротермическом способе
натяжения:
р = 30 +
360
360
= 30 +
≈ 85 МПа, где
l
5,95
l-расстояние между гранями упоров.
σsp + р = 700 + 85 = 785 МПа < 788 МПа
σsp − р = 700 − 85 = 615 МПа > 0,3 ∙ 788 = 240 МПа
Условия выполнены.
Отношение:
σsp
700
=
= 0,89
R s ser 788
Возможные
производственные
отклонения
от
заданного
значения
предварительного напряжения арматуры учитывают в расчётах коэффициентом
точности натяжения арматуры:
γsp = 1 ± ∆γsp
∆γsp = 0,5
p
1
85
1
∙ (1 + ) = 0,082
(1 +
) = 0,5 ∙
σsp
700
√8
√np
γsp = 1 ± 0,085, где nр – число стержней напрягаемой арматуры в сечении
плиты.
При определении потерь предварительного напряжения арматуры, а также при
расчете по раскрытию трещин и по деформациям значение sp допускается
принимать равным нулю.
Определение
первой группы потерь σlos,1
- преднапряжение в арматуре,
происходящее при изготовлении элементов и обжатия бетона.
1)
Потеря
от
релаксации
напряжений
в
стержневой
арматуре
при
электротермическом способе натяжения:
σ1 = 0,03·σsp =0,03·700 = 21 МПа.
2) Потеря от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами
σ2 = 12,5·Δt = 12,5·6,5 = 81,25 МПа.
31
3) Потери от деформации анкеров σ3 = 0 и от деформации стальной формы σ5 =
0 при электротермическом способе, так как они учтены при определении полного
удлинения арматуры.
4) Потеря от трения об огибающее приспособление σ4 = 0, т. к. напрягаемая
арматура прямолинейна, поскольку напрягаемая арматура не отгибается.
5) Определение потерь от быстронатекающей ползучести
σ6 =0,85∙50∙ σ0p/ Rbp = 0,85∙50∙9,42/20 =20,02 МПа, где
σ0р
Р01 Р01 ∙ eор 2 281,54 281,54 ∙ 122
Н
=
+
=
+
≈ 942 2 = 9,42 МПа.
Аred
Ired
1228
56890
см
Р01 = (σsp − σ1 − σ2 ) ∙ Asp = (70 − 2,1 − 8,125) ∙ 4,71 = 281,54 кН;
eор = y0 − аsp = 15 − 3 = 12 см.
Суммарное значение первых потерь:
σlos,1 = σ1 + σ2 + σ6 = 21 + 81,25 + 20,02 = 122,27 МПа.
Определение второй группы потерь σlos,2:
1) от усадки бетона σ8 = 35 МПа;
2) от ползучести бетона:
σ9 = 200 ∙ k ∙
σ0р
9,42
= 200 ∙ 0,85 ∙
= 80,07 МПа, где
R bp
20
k=0,85 – коэффициент для бетона, подвергшегося тепловой обработке.
Суммарное значение вторых потерь:
σlos,2 = σ8 + σ9 = 35 + 80,07 = 115,07 МПа.
Суммарное значение потерь:
σlos = σlos,1 + σlos,2 = 122,27 + 115,07 = 237,34 МПа.
Момент, воспринимаемый сечением, нормальным к продольной оси элемента,
при образовании трещин:
Мсrc = R bt,ser ∙ Wт + Р02 ∙ (eор + ry ), где
Wт = 1,5 ∙ Wred = 1,5 ∙ 3793 = 5689,5 см3 ;
ry = 0,8 ∙
Wred
Аred
= 0,8 ∙
3793
1228
≈ 2,47 см − расстояние от центра тяжести
приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны.
Усилие предварительного обжатия с учетом всех потерь:
32
1) при γт = 0,9
Р02 = γт ∙ (σsp − σlos ) ∙ Аsp = 0,9 ∙ (70 − 23,734) ∙ 4,71 = 196,12 кН.
2) при γт = 1
Р02 = 1 ∙ (70 − 23,734) ∙ 4,71 = 217,91 кН.
Значение Мсrc :
Мсrc = 0,144 ∙ 5689,5 + 196,12 ∙ (12 + 2,47) = 84,767 кН ∙ м, что
больше Мн = 56,04 кН∙м, следовательно, в эксплуатационной стадии работы
плиты трещин в ней не будет. Поэтому расчет на раскрытие трещин не производим.
3. 2. 4. 3. Определение прогибов
Прогиб fм в середине пролета плиты при отсутствии трещин в растянутой зоне
определяем по значению кривизны 1/ρ:
̅
1
с∙М
=
, где
ρ k п ∙ Еb ∙ Ired
с=2 при действии постоянных нагрузок;
с=1 при действии кратковременных нагрузок;
k п ∙ Еb ∙ Ired = 0,85 ∙ 2250 ∙ 56890 = 108,802 ∙ 106 кН ∙ см2 − жесткость
приведенного сечения.
Кривизна панели определяется с учетом действия усилия предварительного
обжатия:
1
ρ
=
1
ρк
+
1
ρд
−
1
ρв
−
1
ρв.п.
,
А полный прогиб:
f = fк + fд − fв − fв.п
Определение значений 1/ρ и f:
а) от действия кратковременной нагрузки:
с ∙ Мкр
1
1 ∙ 2349
=
=
≈ 21,59 ∙ 10−6 см−1 ;
6
ρк k п ∙ Еb ∙ Ired 108,802 ∙ 10
fк = S ∙ l20 ∙
1
5
=
∙ 5952 ∙ 21,59 ∙ 10−6 = 0,804см;
ρк 48
б) от действия постоянной нагрузки:
33
1
с ∙ Мпост
2 ∙ 2484
=
=
≈ 45,66 ∙ 10−6 см−1 ;
6
ρд k п ∙ Еb ∙ Ired 108,802 ∙ 10
fд = S ∙ l20 ∙
1
5
=
∙ 5952 ∙ 45,66 ∙ 10−6 = 1,68 см;
ρд 48
в) кривизна, обусловленная выгибом элемента от кратковременного действия
усилия предварительного обжатия с учетом всех потерь:
Р02 ∙ eор
1
200,61 ∙ 12
=
=
≈ 22,13 ∙ 10−6 см−1 ;
6
ρв k п ∙ Еb ∙ Ired 108,802 ∙ 10
fв =
1 2 1 1
∙ l0 ∙ = ∙ 5952 ∙ 22,13 ∙ 10−6 = 0,98 см;
8
ρв 8
г) кривизна, обусловленная выгибом элемента вследствие усадки и ползучести
бетона от обжатия:
1
εred − ε′red (71,1 − 18,4) ∙ 10−5
=
=
≈ 27,74 ∙ 10−6 см−1 , где
ρв.п
h0
19
εred =
σred (σ6 + σ8 + σ9 ) (20,02 + 35 + 80,07)
=
=
≈ 71,1 ∙ 10−5 ,
Es
Es
190000
ε′red =
fв.п =
σ′red σ8
35
=
=
≈ 18,4 ∙ 10−5 ;
Es
Es 190000
1 2 1 1
∙ l0 ∙ = ∙ 5952 ∙ 27,74 ∙ 10−6 = 1,2 см;
8
ρв 8
Полный прогиб равен:
f = fк + fд − fв − fв.п = 0,804 + 1,61 − 0,98 − 1,2 = 0,304 см ≪ fпред = 3 см
Получаем, что принятое сечение плиты и армирование удовлетворяют
требованиям расчета по первой и второй группам предельных состояний.
34
3. 2. 5. Расчет панели в стадии изготовления, транспортирования и монтажа
3. 2. 5. 1. Определение усилий
Панели поднимаются за петли, расположенные на расстоянии l1= 0,7 м от
торцов. Отрицательный изгибающий момент в сечении панели по оси подъёмных
петель от собственного веса qс.в (с учетом коэффициента динамичности kд = 1,5):
qс.в. ∙ l12
5992 ∙ 0,72
Мпет = −
=−
≈ −1468 Н ∙ м , где
2
2
k д ∙ Gс.в. 1,5 ∙ 23770
qс.в. =
=
= 5992 Н/м, где
l
5,95
Gс.в. = ρ(bп (h′ п + hп ) + bр ∙ hр )l
= 2500 ∙ (1,39 ∙ (0,047 + 0,03) + 0,369 ∙ 0,143) ∙ 5,95 =
= 2377 кг − масса плиты (Gс.в. = 25250 Н), где
hр = h − (h′ п + hп ) = 22 − (4,7 + 3) = 14,3 см − высота ребер;
bр = 36,9 см − приведенная толщина ребер;
Усилие обжатия панели N'sp вводят как внешнюю внецентренно приложенную
нагрузку, которую при натяжении арматуры на упоры определяют:
N′sp = (γт ∙ σ01 − 330) ∙ Аsp = (1,1 ∙ 59,775 − 33) ∙ 4,71 = 154,26 кН, где
σ01 = σsp − (σ1 + σ2 ) = 700 − (21 + 81,25) = 597,75 МПа;
γт = 1,1 − коэффициент условия работы в стадии изготовления и монтажа;
3. 2. 5. 2. Расчет прочности сечения панели как внецентренно-сжатого элемента
Расчетное сопротивление бетона в рассматриваемой стадии работы панели
принимаем при достижении бетоном 80% проектной прочности:
Rbp = 0,8∙25 = 20 МПа
Rbp = 11,6 МПа, с учетом коэффициента условия работы γb4 = 1,2:
p
R b = 11,6∙1,2 = 13,92 МПа
Характеристика сжатой зоны бетона:
p
ω = α − 0,008 ∙ R b = 0,85 − 0,008 ∙ 13,92 = 0,739
Граничное значение ξR:
35
ξR =
ω
1+
Rs
ω
−
(1
σscu
1,1)
=
0,739
= 0,295
360
0,739
1+
−
400 (1
1,1 )
Случайный эксцентриситет определяют из условий:
1
1
∙l=
∙ 595 = 0,992 см;
600
600
{
1
1
есл
=
∙
h
=
∙ 22 = 0,733 см;
0
30
30
есл
0 =
Принимаем большее значение есл
0 = 0,992 см;
Эксцентриситет равнодействующей сжимающих усилий:
e = h0 − a′s + eсл
0 +
αm =
Мпет
146,8
= 19 − 2 + 0,992 +
= 18,944 см
N′sp
154,26
N′sp ∙ e
p
Rb
∙ b ∙ h′20
=
154,26 ∙ 18,944
≈ 0,142, где
1,392 ∙ 36,9 ∙ 202
h′0 = h − a′ s = 22 − 2 = 20 см; при αm = 0,142 ξ = 0,1537 < ξR =
0,295, следовательно, в расчете учитываем ξ = 0,1537.
Требуемая площадь сечения арматуры А's:
p
ξ ∙ R b ∙ b ∙ h′0 − N′sp 0,1537 ∙ 1,392 ∙ 36,9 ∙ 20 − 154,26
А′s =
=
= 0,10 см2 ;
Rs
36
Фактически, в верхней зоне плиты поставлена сетка С1 с А′s = 0,5 см2 >
А′s треб = 0,10 см2 , следовательно, прочность сечения вполне обеспечена.
3. 2. 5. 3. Проверка сечения по образованию трещин
Усилие в напряженной арматуре:
Р01 = γn ∙ σ01 ∙ Asp = 1,1 ∙ 59,775 ∙ 4,71 = 309,69 кН;
Изгибающий момент в сечении от собственного веса без учета коэффициента
динамичности:
Мпет = −
1,468
= −0,979 кН ∙ м;
1,5
Геометрические характеристики сечения относительно верхней грани:
W′0 =
Ired
56890
=
= 8127 см3 ;
h − y0 22 − 15
36
ry = 0,8 ∙
W′0
8127
= 0,8 ∙
≈ 5,29 см
Аred
1228
Wт = 1,25 ∙ W′0 = 1,25 ∙ 8127 = 10158,75 см3 ;
Проверяем условие:
Мпет ≤ Мсrc = R bt,ser ∙ Wт + Р01 ∙ (eор − ry )
Мсrc = 0,144 ∙ 10158,75 + 309,69 ∙ (12 − 5,29) = 3,54 кН ∙ м ≫ 0,979 кН ∙ м
Условие соблюдается, трещин в сечении при действии монтажных нагрузок
не будет.
37
4. Каменные и армокаменные конструкции
4. 1. Расчет каменного простенка первого этажа
4. 1. 1. Исходные данные.
- Толщина стены - 510 мм:
- раствор марки 100;
- кирпич СУР 150/30 (h = 88 мм, марка по прочности – 125, по морозостойкости F25);
- высота этажа: 3,6 м;
- полезная нагрузка: 4,2 кН/м2;
- ветровой район – II (ωo = 0,3 кПа);
- снеговой район – III (Sg = 1,8 кН/м2);
Вычислим
размеры
простенка,
приняв
стандартное
ГОСТ 11214 (1,5*1,8):
h = 2,1 м; b = 3,7 м
Рисунок 12. Размеры простенка
38
окно
ОР
15-18
по
Грузовая площадь:
Aгр = 3,275 ∙ 5,5 = 16,36 м2 .
Рисунок 13. Грузовая площадь простенка
Поправочный коэффициент для стен с проёмами:
k=√
An
b
3,7
=√ =√
= 0,82.
Ab
l2
5,5
Требуемая толщина стены по предельной гибкости:
hтр =
H
3,6
=
= 0,17 м < 0,51, где
k ∙ βпр 0,82 ∙ 25
βпр = 25 - коэффициент отношения, определяемый по таблице 2 [10].
так как h = 0,51 м > 0,17 м, то коэффициент mg=1.
39
4. 1. 2. Определение нагрузок и усилий
Таблица 11.Нагрузка на простенок в пределах этажа
№
Вид нагрузки
Нормативн
γf
Расчетная, кН/м2
0,19
1,3
0,247
0,057
1,3
0,074
0,428
1,3
0,556
0,570
1,2
0,684
0,314
1,3
0,408
2,755
1,1
3,031
0,904
1,1
0,995
5,218
-
5,967
1,286
1,4
1,8
ая, кН/м2
Покрытие
Постоянная:
1
2
3
Слой гравия δ = 40 мм
0,04∙5∙0,95 = 0,19
4 слоя рубероида
4∙0,0025∙6∙0,95 = 0,057
Цементно-песчаная стяжка
0,025∙18∙0,95 = 0,428
Плиты минераловатные
4
3
δ = 200 мм, ρ = 300 кг/м
0,2∙3∙0,95 = 0,57
5
6
7
Пароизоляция
2∙0,0025∙66∙0,95 = 0,314
Собственный вес ж/б панели
0,116∙25∙0,95 = 2,755
Собственный вес ж/б ригеля
0,4∙0,6∙25/5,5∙0,95 = 0,449
Итого постоянная
Временная нагрузка:
8
Снеговая нагрузка
Перекрытие
Постоянная:
40
9
2,755
1,1
3,031
0,904
1,1
0,995
1,045
1,1
1,15
0,57
1,3
0,741
0,323
1,1
0,355
1,045
1,1
1,15
Плиточное покрытие, δ=8 мм
0,152
1,1
0,167
0,008∙20∙0,95 = 0,152
Итого постоянная
6,794
-
7,589
Временная нагрузка, в т.ч.
4,200
1,2
5,040
длительно действующая
2,940
1,2
3,528
кратковременная
1,260
1,2
1,512
Собственный вес ж/б панели:
0,116∙25∙0,95 = 2,755
10
Собственный вес ж/б ригеля:
0,4∙0,6∙25/5,5∙0,95 = 0,449
1
Звукоизолирующий пенобетон
1
(h=100 мм, ρ=11) 0,1·11·0,95 = 1,045
12
Цементная стяжка
(h=30 мм, ρ=20)
13
Полимерцемент
(h=20 мм, ρ=17) 0,02·17·0,95 = 0,323
14
Звукоизолирующий пеобетон
(h=100 мм, ρ=11) 0,1·11·0,95 = 1,045
15
41
Рисунок 14. Схема расположения оконных проёмов по высоте
Площадь стены на участке шириной l1 = 6,55 м и высотой, равной расстоянию
между сечением 1-1 и отметкой 11,400 м вместе с оконными проёмами:
(11,4 - (0,7 + 1,5 + 0,58)) · 6,55 = 54,306 м2.
Площадь оконного проёма в пределах второго и третьего этажей здания:
1,5·1,8∙2 = 5,4 м2.
Расчетная постоянная нагрузка от собственной массы стены в сечении 1-1:
Nст 1-1 = (54,306 – 5,4) · 0,51 · 17 · 1,1 = 466,417 кН.
Расчетная постоянная нагрузка от двух перекрытий и покрытия, собственной
массы стены в сечении 1-1:
Ng 1 = (2∙7,589 + 5,967) ∙18,74 + 466,417 = 862,67 кН.
В сечении 2-2:
Ng 2 = 862,67 + 6,3 · 0,58 ·0,51∙ 17 · 1,1 = 897,52 кН.
42
В сечении 3-3:
Ng 3 = 897,52 + 4,5 ∙1,33· 0,51 · 17 · 1,1 = 955,23 кН.
Расчётная снеговая длительно действующая нагрузка:
Ns l = 1,8∙18,74·0,3 = 10,12 кН;
Расчётная снеговая кратковременная нагрузка:
Ns sh = 1,8∙18,74·0,7 = 23,61 кН;
Расчётная временная нагрузка от двух перекрытий в сечении 1-1:
Nv1 = 5,04∙18,74∙2 = 188,9 кН;
в том числе длительно действующая Nv1 = 188,9∙0,7 = 132,23кН
и кратковременная Nvsh = 188,9∙0,3 = 56,67кН
Изгибающие моменты будут возникать только от нагрузки, передаваемой на
стену от перекрытия над первым этажом.
Вычислим значения изгибающих моментов в сечениях 1-1, 2-2, 3-3.
Длина опирания ригеля на стену принята равной с1 = 380 мм.
Эксцентриситет приложения опорного давления, передаваемого ригелем на
стену:
h c1 0,51 0,38
− =
−
= 13 см.
2 2
2
2
При эксцентриситете опорной реакции, расположенной на расстоянии 7 см
e1 =
от внутренней грани наружной стены:
e1 =
h
0,51
−7 =
– 0,07 = 0,19 м = 19 см.
2
2
Принимаем наибольшее значение e1 =19 см.
Изгибающие моменты в сечении 1-1:
от веса междуэтажного перекрытия (постоянная нагрузка)
Мg 1 = 7,589∙18,74·0,19 = 27,02 кН∙м;
от временной длительно действующей нагрузки
Мl 1 = 3,528∙18,74·0,19 = 12,56 кН∙м;
от кратковременной нагрузки
Мsh 1 = 1,512∙18,74·0,19 = 5,38 кН∙м.
43
Изгибающие моменты в сечениях 2-2, 3-3 вычислим по интерполяции, т.к.
эпюра изгибающих моментов изменяется по линейному закону, тогда изгибающие
моменты в сечении 2-2 соответственно:
Рисунок 15. Расчетная схема простенка и эпюры усилий
Мg 2 = H1/H · Мg 1 = 3,02 / 3,6 · 27,02 = 22,67 кН∙м;
Мl 2 = H1/H · Мl 1 = 3,02 / 3,6 · 12,56 = 10,54 кН∙м;
Мsh 2 = H1/H · Мsh 1 = 3,02 / 3,6 · 5,38 = 4,51 кН∙м;
Изгибающие моменты в сечении 3-3 составят 2/3 от изгибающих моментов в
сечении 1-1:
Мg 3 = 2/3 · Мg 1 = 2 / 3 · 27,02 = 18,01 кН∙м;
Мl 3 = 2/3 · Мl 1 = 2 / 3 · 12,56 = 8,37 кН∙м;
Мsh 3 = 2/3 · Мsh 1 = 2 / 3 · 5,38 = 3,59 кН∙м;
Влияние ветровой нагрузки
Погонная ветровая нагрузка:
ω = ω0 ∙ k ∙ c ∙ l2 ∙ γf ∙ γn ,
где k - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по
высоте,
k=0,5 для местности типа В – городская застройка;
с – аэродинамический коэффициент.
С наветренной стороны:
ωн = ω0 ∙ k ∙ c ∙ l2 ∙ γf ∙ γn = 0,3 ∙ 0,5 ∙ 0,8 ∙ 6,55 ∙ 1,4 ∙ 0,95 = 1,005 кН/м.
С заветренной стороны:
ωз = ω0 ∙ k ∙ c ∙ l2 ∙ γf ∙ γn = 0,3 ∙ 0,5 ∙ (−0,6) ∙ 6,55 ∙ 1,4 ∙ 0,95 = −0,754 кН/м.
44
Изгибающий момент от ветровой нагрузки определяется по формуле:
ω ∙ H2
Mw =
12
Тогда с наветренной стороны сечения 1-1:
ωн ∙ H 2 1,005 ∙ 3,62
M w1 =
=
= 1,085 кН ∙ м.
12
12
с заветренной стороны сечения 1-1:
н
ωз ∙ H 2 −0,754 ∙ 3,62
M w1 =
=
= −0,814 кН ∙ м.
12
12
Изгибающие моменты от ветровой нагрузки на расстоянии х = 0,58 м от
з
сечения 1-1 определим по формуле:
x
x2
Mw = Mw1 − ω ∙ H ∙ + ω ∙
2
2
Тогда изгибающий момент от расчётной ветровой нагрузки в сечении 2-2 с
наветренной стороны:
M
н
w2
0,58
0,582
= 1,085 − 1,005 ∙ 3,6 ∙
+ 1,005 ∙
= 0,205 кН ∙ м;
2
2
с заветренной стороны:
0,58
0,582
M w2 = −0,821 + 0,754 ∙ 3,6 ∙
− 0,754 ∙
= −0,161 кН ∙ м;
2
2
Изгибающие моменты от расчётной ветровой нагрузки на расстоянии
з
х = 1,33 м от сечения 1-1 (сечение 3-3):
с наветренной стороны:
1,33
1,332
M w3 = 1,085 − 1,005 ∙ 3,6 ∙
+ 1,005 ∙
= −0,432 кН ∙ м;
2
2
с заветренной стороны:
н
M
з
w3
1,33
1,332
= −0,821 + 0,754 ∙ 3,6 ∙
− 0,754 ∙
= 0,317 кН ∙ м;
2
2
Составим расчётные сочетания усилий в сечениях простенка
45
Таблица 7
Усилие
Сечение
Нагрузка, кН∙м, кН
1
1-1
2-2
3-3
Временная
Пост.
Основное сочетание
Снеговая
(II
группа)
Ветровая
длит.
кратк.
длит.
кратк.
слева
справа
Мmax, N
Mmin
N
M, Nmax
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
M
27,02
12,56
5,38
-
-
1,085
-0,814
44,96
-
44,96
N
862,67
132,23
56,67
10,12
23,61
-
-
1061,69
-
1075,18
M
22,67
10,54
4,51
-
-
0,205
-0,161
37,72
-
37,72
N
897,52
132,23
56,67
10,12
23,61
-
-
1096,54
-
1100,03
M
18,01
8,37
3,59
-
-
-0,432
0,317
29,97
-
29,97
N
955,23
132,23
56,67
10,12
23,61
-
-
1154,25
-
1167,74
Прочность простенка наружной стены проверяем по следующим сочетаниям
расчетных усилий:
Сечение 1-1:
M = 44,96 кН∙м;
N = 1075,18 кН;
e0 =
M
44,96
=
= 0,0418 м = 41,8 мм;
N 1075,18
Сечение 2-2:
M = 37,72 кН∙м;
N = 1100,03 кН;
e0 =
M
37,72
=
= 0,0343 м = 34,3 мм;
N 1100,03
Сечение 3-3:
M = 29,97 кН∙м;
N = 1154,25 кН;
e0 =
M
29,97
=
= 0,02596 м = 25,96 мм;
N 1154,25
46
4. 1. 3. Проверка прочности простенка
Для кладки из кирпича марки 150 на растворе марки 100 расчетное
сопротивление сжатию R = 1,8 МПа.
Расчётную площадь в сечении 1-1 принимаем:
A = b ∙ h = 655 ∙ 51 = 33405 см2.
Расчетная высота стены принимается равной:
l0 = Н - hпер = 360 – 22 = 338 см
Проверку прочности сечения 1-1 выполним по формуле:
N ≤ mg ∙ φ1 ∙ R ∙ Ac ∙ ω, где
Ac - площадь сжатого сечения;
mg - коэффициент, учитывающий длительные нагрузки, mg = 1;
φ1 - коэффициент продольного изгиба при внецентренном сжатии.
φ1 =
φ + φс
, где
2
φ - коэффициент продольного изгиба всего сечения;
φс - коэффициент продольного изгиба по сжатому сечению (табл. 6 [10]).
Площадь сжатого сечения:
Ac = A ∙ (1 −
2 ∙ e0
2 ∙ 4,18
) = 33405 ∙ (1 −
) = 26879,9 см2 .
h
51
Найдем высоту сжатого сечения:
hc = h − 2 ∙ e0 = 51 − 2 ∙ 4,18 = 42,64 см.
Гибкость сжатой кладки:
λhc =
l0
338
=
= 7,93,
hc 42,64
𝛼- упругая характеристика кладки, зависящая от группы кладки и марки
раствора (табл. 5. [10]).
При α = 1000 и λhc = 7,93:
φс = 0,923
φ1 =
1 + 0,923
= 0,962
2
47
ω=1+
e0
4,18
=1+
= 1,08 ≤ 1,45.
h
51
N = 1 ∙ 0,962 ∙ 0,18 ∙ 26879,9 ∙ 1,08 = 5026,89 кН > 1061,69 кН.
Следовательно, прочность кладки обеспечена.
Расчётную площадь простенка в сечении 2-2 принимаем:
A = b ∙ h = 370 ∙ 51 = 18870 см2.
Площадь сжатого сечения:
Ac = A ∙ (1 −
2 ∙ e0
2 ∙ 3,43
) = 18870 ∙ (1 −
) = 19863 см2 .
h
51
Найдем высоту сжатого сечения:
hc = h − 2 ∙ e0 = 51 − 2 ∙ 3,43 = 44,14 см.
Гибкость сжатой кладки:
λhc =
l0
338
=
= 7,66,
hc 44,14
При α = 1000 и λhc = 7,66:
φс = 0,929
1 + 0,929
= 0,965
2
e0
3,43
ω=1+ =1+
= 1,067 ≤ 1,45.
h
51
φ1 =
N = 1 ∙ 0,965 ∙ 0,18 ∙ 19863 ∙ 1,067 = 3681,37 кН > 1096,54 кН.
Следовательно, прочность кладки обеспечена.
Расчётную площадь простенка в сечении 3-3 принимаем:
A = b ∙ h = 370 ∙ 51 = 18870 см2.
Площадь сжатого сечения:
Ac = A ∙ (1 −
2 ∙ e0
2 ∙ 2,596
) = 18870 ∙ (1 −
) = 20613,6 см2 .
h
51
Найдем высоту сжатого сечения:
hc = h − 2 ∙ e0 = 51 − 2 ∙ 2,596 = 45,808 см.
Гибкость сжатой кладки:
λhc =
l0
338
=
= 7,38,
hc 45,808
При α = 1000 и λhc = 7,38:
48
φс = 0,934
1 + 0,934
= 0,967
2
e0
2,596
ω=1+ =1+
= 1,051 ≤ 1,45.
h
51
φ1 =
N = 1 ∙ 0,967 ∙ 0,18 ∙ 20613,6 ∙ 1,051 = 3770,99 кН > 1154,25 кН.
Следовательно, прочность кладки обеспечена.
4. 2. Расчет армокаменного столба подвала.
Подбор сечения армокаменного столба с сетчатой арматурой
Исходные данные:
- Толщина стены – 510 мм;
- раствор марки 100;
- кирпич СУР 150/30 ГОСТ 530-95 (h = 88 мм, марка по прочности – 125, по
морозостойкости - F25);
- высота подвала: 3,2 м;
- полезная нагрузка: 4,2 кН/м2;
- грузовая площадь: 6,55 ∙ 5,5 = 37,485 м2 ;
- количество этажей: 3;
- упругая характеристика кладки α = 1000;
- арматурная проволока Вр-I Ø 4 мм, Rs = 219 МПа, Rsn = 213 МПа,
Ast = 0,126 см2.
Для кладки из кирпича марки 150 на растворе марки 100 расчетное
сопротивление сжатию R = 1,8 МПа.
Эксплуатационная нагрузка была найдена ранее для железобетонной колонны.
Полученные значения продольных усилий указаны в таблице 13.
49
Сбор нагрузок на армокаменный столб подвала
Таблица 8.
Расчетная нагрузка,
Расчетная
кН
нагрузка кН
Постоянная
5,218
5,967
Временная
1,286
2,8
в т. ч. длительно действующая (30%)
0,386
0,84
Итого от покрытия
6,504
8,767
Постоянная
6,794
7,589
Временная, в т. ч.:
4,2
5,04
- длительно действующая
2,94
3,528
- кратковременная
1,26
1,512
Итого от перекрытия
10,994
12,629
Наименование
нагрузки
Покрытие
Перекрытие
Нагрузка от собственного веса колонны типового этажа сечением 400×400
при высоте этажа 3,6 м:
Ncol = 0,4· 0,4· 3,6 · 25 · 1,1 · 0,95 = 15,048кН.
Нагрузка на столб без учета его собственной массы:
N = (Nпокр + 3 ∙ Nпер ) ∗ 𝐹 = (8,767 + 3 ∗ 12,629) ∗ 37,485 = 1748,83 кН.
Собственная масса столба может быть приближенно принята равной 5% от
полной расчетной нагрузки N:
Nст = 0,05 ∙ N = 0,05 ∙ 1748,83 = 87,44 кН
Полная расчетная нагрузка с учетом массы столба
N = 1748,83 + 87,44 = 1836,27 кН.
Полная расчетная длительно действующая нагрузка:
Nдл = 261,784 + 3 ∙ 5,878 + 3 ∙ 374,282 + 85,181 = 1487,445 кН.
Максимально возможное значение расчетного сопротивления армированной
кладки сжатию:
R sk = 2 ∙ R = 2 ∙ 1,8 = 3,6 МПа.
50
Определим необходимый процент армирования, обеспечивающий заданную
прочность R sk кладки:
μ=
R sk − R
3,6 − 1,8
∙ 100 % =
∙ 100 % = 0,411 %,
2 ∙ Rs
2 ∙ 219
μmin = 0,1 % < 0,411 % < μmax = 1 %.
Для армирования принимаем сетку с квадратными ячейками c = 40 мм.
Определим их необходимый шаг S по высоте кладки:
S=
2 ∙ Ast
2 ∙ 0,126
∙ 100 % =
∙ 100 = 15,3 см.
c∙μ
4 ∙ 0,411
Выразим полученное значение S через эквивалентное число рядов кладки из
утолщенного кирпича толщиной 88 мм:
n=
S
15,3
=
= 1,53.
t кирп + t раств
10
Устанавливаем сетки с шагом S =10 см, равным 1 ряду кладки.
Вычислим упругую характеристику кладки с сетчатой арматурой и
временные сопротивления неармированной R u и армированной кладки R sku :
R u = 2 ∙ 1,8 = 3,6 МПа;
2 ∙ R sn ∙ μ
2 ∙ 213 ∙ 0,411
= 3,6 +
= 5,351 МПа;
100
100
Ru
3,6
αsk = α ∙
= 1000 ∙
= 673.
R sku
5,351
R sku = R u +
Используя характеристику αsk = 673, по табл. 6 [10] получаем φ = 0,994
При этом: λh = 4, λi = 14, η = 0, mg = 1.
Определим в первом приближении площадь и размеры поперечного сечения
армированного столба:
A=
N
1748,83
=
= 3287,96 см2 .
mg ∙ φ ∙ R sku 1 ∙ 0,994 ∙ 0,5351
hст = √A = √3287,96 ≈ 57,34 см
Принимаем hст = 64 см.
Фактическая площадь поперечного сечения столба:
Aф = h2ст = 642 = 4096 см2 .
51
По найденным размерам поперечного сечения столба и вычисленной упругой
характеристики кладки αsk = 673 определим гибкость столба, принимая l0 = Нпод =
3,4 м:
λh =
l0
320
=
=5
hст
64
φ = 0,9573; mg = 1.
Полученное произведение коэффициентов φ ∙ mg сравним с исходным и
определим расхождение:
(φ ∙ mg )исх − (φ ∙ mg )получ
0,994 ∙ 1 − 0,9573 ∙ 1
∙ 100 % =
∙ 100 % = 3,7 % < 5 %,
(φ ∙ mg )исх
0,994 ∙ 1
Проверим достаточность принятых размеров сечения столба:
h=
Hпод
320
=
= 19,69 см < 64 см,
β ∙ k 25 ∙ 0,65
следовательно, принятые размеры поперечного сечения столба достаточны.
4. 3. Расчет каменного фундамента под центрально-нагруженный армокаменный
столб
Фундамент под столб предназначен для распределения давления от столба на
грунт с интенсивностью, не превышающей расчетного сопротивления грунта
сжатию.
Для кладки фундаментов применяют крупные бетонные блоки, бетонные и
природные камни неправильной формы, бетон, бутобетон, хорошо обожженный
кирпич пластического прессования.
Уширение фундаментов к подошве производится уступами. Высота уступа
принимается для бутобетона не менее 30см, а для бутовой кладки – два ряда
кладки (35 – 60 см).
Исходные данные:
- нагрузка на верх армокаменного столба: N =1748,83 кН;
- армокаменный столб имеет размеры поперечного сечения: 64х64 см;
- материал фундамента – бутобетон;
52
- марка бутового камня: 200;
- сопротивление грунта: Rгр = 0,3 МПа.
Высоту фундамента и размеры его уступов определяют по формуле:
Hф (hi ) ≥
ai − hст
∙k
2
где ai - размер подошвы или уступа фундамента;
k - коэффициент, принимаемый по табл.3 [10].
Полная расчетная нагрузка на фундамент с учетом веса армокаменного
столба:
ф
Nст = N + Nст = 1748,83 + 0,64 ∙ 0,64 ∙ 3,2 ∙ 18 ∙ 1,1 ∙ 0,95 = 1773,48 кН.
Нормативная нагрузка в уровне верхнего обреза фундамента:
Nn =
1773,48
= 1542,16 кН.
1,15
Примем вес фундамента приблизительно равным 10% от Nn и найдем размер
стороны фундамента а:
1,1 ∙ Nn
1,1 ∙ 1542,16
a = √A ф = √
=√
= 237,78 см.
R гр
0,03
Принимаем: a = 250 см.
Определим напряжение в грунте:
ф
ргр
Nст 1773,48
= 2 =
= 0,0283 кН/см2 < R гр = 0,03 кН/см2 .
2
a
250
Согласно табл. 10 [10] при ргр = 0,3 МПа > 0,25 МПа принимаем k = 1,5.
Определим высоту фундамента:
Hф ≥
ai − hст
250 − 64
∙k=
∙ 1,5 = 139,5 см
2
2
Принимаем высоту фундамента Hф = 1500 мм в три уступа по 500 мм.
Размеры фундамента приведены на рисунке 24.
53
Рисунок 16. Схема каменного фундамента под армокаменный столб
Проверим прочность фундамента на смятие под подошвой армокаменного
столба, т.е. Nсм < N:
Nсм = ψ ∙ d ∙ R c ∙ Ac , где
ψ - коэффициент полноты эпюры давления, ψ = 1 при
равномерно
распределено нагрузке,
d - коэффициент, зависящий от вида кладки,
d = 1,5 − 0,5 ∙ ψ = 1,5 − 0,5 = 1.
Ac = 64∙64 = 4096 см2 – площадь смятия;
А = 130∙130 = 16900 см2 – расчетная площадь сечения;
3 16900
3 А
ξ= √ = √
= 1,604 > ξ1 = 1,5
Ас
4096
Принимаем ξ = 1,5.
Прочность бутобетона по таблице 12 [10]
R = 3∙1,15 = 3,45¸тогда:
R c = ξ ∙ R = 1,5 ∙ 3,45 = 5,175 МПа.
Nсм = 1 ∙ 1 ∙ 0,5175 ∙ 4096 = 2119,68 кН > 1815,004 кН,
следовательно, прочность фундамента на местное сжатие обеспечена.
54
Библиографический список
1. СНиП 2.03.01-84∙. Бетонные и железобетонные конструкции. Минстрой
России – М.: ГЦ ЦПП 1996 – 172 с.
2. СНиП II-22-81. Каменные и армокаменные конструкции/Госстрой СССР. – М.:
ЦНИИСК, 1995. – 64 с.
4. Байков В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс. Учеб. для вузов.
Издание пятое, переработанное и дополненное /В.Н. Байков, Э.Е.Сигалов – М.:
Стройиздат, 1991. – 767 с.:ил
5. Мандриков А. П. Примеры расчета железобетонных конструкций: уч.
пособие./А. П. Мандриков. - Москва: Стройиздат, 1979.- 423 с.
6. Заикин А.И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных
промышленных зданий: Учеб. Пособие./ А.И. Заикин. М.: АСВ, 2002. – 192 с
7. «Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности 2903
(Расчет
и
конструирование
элементов
монолитного
ребристого
перекрытия):Метод. Указания к выполнению курсового проекта №1 / ЛГТУ:
Сост. М.В. Горюнов, И.И. Пантелькин, В.В. Кузнецов. Липецк, 1990–32 с.
8. Методические указания к выполнению комплексного курсового проекта №1 по
курсу «Железобетонные и каменные конструкции». «Пример расчета ригеля
поперечной рамы многоэтажного здания» / ЛГТУ: Сост. М.В. Горюнов, И.И.
Пантелькин, В.В. Кузнецов. Липецк, 1987–26 с.
9. Проектирование кирпичного простенка и стены подвала многоэтажного
здания: Методические указания
к курсовому проекту №1 по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции» для студентов специальности
ПГС/ Сост. М.В. Горюнов, И.И. Пантелькин. Липецк: ЛГТУ, 2002.-33 с.
10. Расчет армокаменного столба и каменного фундамента: Методические указания
к выполнению первого курсового проекта по курсу «Железобетонные и
каменные конструкции» (для студентов специальности 2903)/ ЛГТУ; Сост.
М.В. Горюнов, И.А. Суслов, М.М. Горюнова. Липецк, 1995.-28 с.
55