Расчет ригеля по прочности нормальных сечений при действии изгибающего момента

Определяем высоту сжатой зоны х = ξ · h ₀,

где h ₀ – рабочая высота сечения ригеля;

ξ – относительная высота сжатой зоны, определяемая в зависимости от a_т.

h ₀ = (h_b – 5) = 40 см,

;

М = 170,81 кН·м = 17081 кН·см;

R_b = 17 МПа = 1,7 кН/см²;

b – ширина сечения ригеля, b = 20 см.

;

;

высота сжатой зоны х = ξ · h ₀ = 0,485·40 = 19,38 см.

Граница сжатой зоны проходит в узкой части сечения ригеля, следовательно, расчет ведем как для прямоугольного сечения.

Расчет по прочности нормальных сечений производится в зависимости от соотношения относительной высоты сжатой зоны бетона и граничной относительной высоты ξ_R, при которой предельное состояние элемента наступает по сжатой зоне бетона одновременно с достижением в растянутой арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению R_s.

Значение ξ_R определяется по формуле:

,(8.1[2]);

где ε_s,el – относительная деформация растянутой арматуры при напряжениях, равных R_s;

, R_s = 435 МПа, Е_s = 2·10⁵ МПа;

ε_b2 – относительная деформация сжатого бетона при напряжениях, равных R_b, принимаемая равной 0,0035 (п. 6.1.20 [2])

;

,

значение ξ_R можно определить по табл. 3.2 [4] или по Приложению 11, т.к. ξ < ξ_R,

площадь сечения растянутой арматуры определяется по формуле:

см².

Если ξ > ξ_R, следует увеличить сечение ригеля или повысить класс бетона, или запроектировать в сжатой зоне сжатую рабочую арматуру с площадью А_s^/.

Если ξ = ξ_R = 0,493, х = 0,493·40 = 19,72 см, т.е. при ξ ≤ ξ_R граница сжатой зоны всегда проходит в узкой части сечения ригеля.

По найденной площади сечения растянутой арматуры по сортаменту (Приложение 12) подбираем 2Ø20 А500С и 2Ø22 А500С А_s,ef = 13,88 см²; .

Площадь подобранной арматуры должна быть больше требуемой по расчету площади или равна ей.

Можно подобрать стержни одинакового диаметра, так чтобы площадь подобранной арматуры отличалась бы от площади требуемой арматуры незначительно.

4.4. Расчёт ригеля по прочности при действии поперечных сил

Расчёт ригеля по прочности при действии поперечных сил производится на основе модели наклонных сечений [3].

Ригель опирается на колонну с помощью консолей, скрытых в его подрезке (рис. 8), т.е. имеет место резко изменяющаяся высота сечения ригеля на опоре.

При расчёте по модели наклонных сечений должны быть обеспечены прочность ригеля по бетонной полосе между наклонными сечениями, по наклонному сечению на действие поперечной силы и изгибающего момента.

Для ригелей с подрезками на опорах производится расчёт по поперечной силе для наклонных сечений, проходящих у опоры консоли, образованной подрезкой. При этом в расчётные формулы вводится рабочая высота h₀₁ короткой консоли ригеля. Таким образом, в качестве расчётного принимаем прямоугольное сечение с размерами , в котором действует поперечная сила Q= 125,5 кН от полной расчётной нагрузки. Рабочая высота сечения ригеля в подрезке составляет вне подрезки (у опор) , в средней части пролёта .

При диаметре нижних стержней продольной рабочей арматуры ригеля d_s =22 мм с учётом требований п.10.3.12[2] назначаем поперечные стержни (хомуты) Ø8 А400. Их шаг на приопорном участке предварительно принимаем по конструктивным соображениям , что в соответствии с п.10.3.13[2] не превышает 0,5 h₀₁ =13,5 см и 30 см. Значения прочностных характеристик бетона класса В30, входящие в расчётные зависимости, принимаем с учётом коэффициента условий работы

Расчёт ригеля по бетонной полосе между наклонными трещинами производится из условия:

, (8.55[2]);

где − коэффициент, принимаемый равным 0,3. Проверка этого условия даёт:

Q =125,5 кН ≤ 0,3×0,9×1,7×20×27=247,86 кН

т.е. принятые размеры сечения ригеля в подрезке достаточны.

Проверяем, требуется ли поперечная арматура по расчёту, из условия:

, (8.1.33[2]);

т.е. Q= 125,5 кН >Q_b,min= 0,5×0,9×0,115×20×27=27,95 кН

поэтому расчёт поперечной арматуры необходим.

Находим погонное усилие в хомутах для принятых выше параметров поперечного армирования (2Ø8 А400), :

.

Расчёт ригеля с рабочей поперечной арматурой по наклонному сечению производится из условия:

, (8.56[2]);

где − поперечные силы, воспринимаемые соответственно бетоном и поперечной арматурой в наклонном сечении, которые находятся по формулам:

,

где с − длина проекции наклонного сечения на продольную ось элемента, − коэффициент, принимаемый равным 1,5 (п. 8.1.33[2]).

Подставляя эти выражения в (8.56[2]), из условия минимума несущей способности ригеля по наклонному сечению в виде находим наиболее опасную длину проекции наклонного сечения, равную:

;

которая должна быть не более 2 h₀₁ = 54 см. С учётом этой величины условие (8.56[2]) преобразуем к виду:

125,5 кН < 138,63 кН;

т.е. условие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы соблюдается.

Необходимо также убедиться в том, что принятый шаг хомутов не превышает максимального шага хомутов , при котором ещё обеспечивается прочность ригеля по наклонному сечению между двумя соседними хомутами, т.е.

Выясним теперь, на каком расстоянии от опор в соответствии с характером эпюры поперечных сил в ригеле шаг поперечной арматуры может быть увеличен. Примем, согласно п.10.3.13[2], шаг хомутов в средней части пролёта равным , что не превышает 500 мм. Погонное усилие в хомутах для этого участка составляет:

,

что не меньше минимальной интенсивности этого усилия, при которой поперечная арматура учитывается в расчёте:

Очевидно, что условие для опорных участков ригеля соблюдается с ещё большим запасом.

При действии на ригель равномерно распределённой нагрузки q=g₁+v₁ длина участка с интенсивностью усилия в хомутах принимается не менее значения , определяемого по формуле:

и не менее ;

где − то же, что в формуле (2), но при замене на рабочую высоту сечения ригеля в пролёте ; − наиболее опасная длина проекции наклонного сечения для участка, где изменяется шаг хомутов; определяется по формуле (стр. 34) с заменой в ней на , а также на , но не более

Тогда имеем:

;

.

Поскольку , то принимаем q=g+V= 43,8 кН/м=

=0,438 кН/см, тогда:

В ригелях с подрезками у концов последних устанавливаются дополнительные хомуты и отгибы для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки (рис. 8). Эти хомуты и отгибы должны удовлетворять условию прочности:

;

здесь − рабочая высота сечения ригеля соответственно в короткой консоли подрезки и вне её.

Для рассматриваемого примера со сравнительно небольшим значением поперечной силы примем дополнительные хомуты у конца подрезки в количестве 2Ø12 А500С с площадью сечения отгибы использовать не будем. Тогда проверка условия прочности даёт:

т.е. установленных дополнительных хомутов достаточно для предотвращения горизонтальных трещин отрыва у входящего угла подрезки.

Расчёт по прочности наклонного сечения, проходящего через входящий угол подрезки, на действие изгибающего момента производится из условия:

где М − момент в наклонном сечении с длиной проекции «с» на продольную ось элемента; М_s, М_sw,M_s,inc − моменты, воспринимаемые соответственно продольной и поперечной арматурой,а также отгибами, пересекаемыми рассматриваемым наклонным сечением, относительно противоположного конца наклонного сечения (в отсутствии отгибов ).

В рамках курсового проекта этот расчет не выполняется.

4.5. Построение эпюры материалов

Продольная рабочая арматура в пролете 2Ø20 А500С и 2Ø22 А500С. Площадь этой арматуры А_s определена из расчета на действие максимального изгибающего момента в середине пролета. В целях экономии арматуры по мере уменьшения изгибающего момента к опорам два стержня обрываются в пролете, а два других доводятся до опор. Если продольная рабочая арматура разного диаметра, то до опор доводятся два стержня большего диаметра.

Площадь рабочей арматуры А_s,ef = 13,88 см². Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с полной запроектированной арматурой 2Ø20 А500С и 2Ø22 А500С (А_s = 13,88 см²).

Из условия равновесия:

R_s · A_s = g _b1× R_b · b · x, где х = ξ · h ₀;

R_s = 435 МПа = 43,5 кН/см²;

R_b = 17,0 МПа = 1,7 кН/см²;

;

х = ξ · h ₀ = 0,493·40 = 19,72 см.

Изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля, определяется из условия равновесия:

М = R_s · A_s (h ₀ –0,5 х);

М _{(2Ø20+2Ø22)}= 43,5·13,88·(40 – 0,5·19,72) = 18197,9 кН·см = 182 кН·м

182 кН·м > 170,81 кН·м, то есть больше действующего изгибающего момента от полной нагрузки, это значит, что прочность сечения обеспечена.

До опоры доводятся 2Ø22 А500С, h ₀ = 45 – 3 = 42 см (см. рис. 9), A_s =7,6 см².

;

х₁ = ξ · h ₀ = 0,257·42 = 10,8 см.

Определяем изгибающий момент, воспринимаемый сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней, доводимых до опоры

М _(2Ø22) = R_s · A_{s (2Ø22)} (h ₀ –0,5 х₁);

М _(2Ø22) = 43,5·7,6·(42 – 0,5·10,8) = 12099,96 кН·см =121 кН·м.

Откладываем в масштабе на эпюре моментов полученные значения изгибающих моментов М _{(2Ø20+2Ø22)} и М _(2Ø22) и определяем место теоретического обрыва рабочей арматуры – это точки пересечения эпюры моментов с горизонтальной линией, соответствующей изгибающему моменту, воспринимаемому сечением ригеля с рабочей арматурой в виде двух стержней М _(2Ø22) (рис. 10).

Эпюра моментов для этого должна быть построена точно с определением значений изгибающих моментов в , в и в пролета.

Изгибающий момент в любом сечении ригеля определяется по формуле

, где R_A – опорная реакция, х – текущая координата.

кН

При = 0,716 м; ;

При = 1,433 м; ;

При = 2,149 м; .

Длина анкеровки обрываемых стержней определяется по следующей зависимости:

, где d – диаметр обрываемой арматуры.

Поперечная сила Q определяется графически в месте теоретического обрыва, в данном случае Q = 72 кН.

Поперечные стержни Ø8 А400 R_sw = 285 МПа с А_sw = 1,01 см² в месте теоретического обрыва имеют шаг 10 см;

кН/см;

см, что меньше15d=15·2,0=30 см.

Принимаем W = 30 см.

Место теоретического обрыва арматуры можно определить аналитически. Для этого общее выражение для изгибающего момента нужно приравнять моменту, воспринимаемому сечением ригеля с арматурой 2Ø22 А500

М _(2Ø22) = 121 кН×м

;

125,5 х – 21,9 х ² = 121;

х ² – 5,73 х + 5,53 = 0;

;

х ₁ = 1,228 м; х ₂ = 5,53 м.

Это точки теоретического обрыва арматуры.

Длина обрываемого стержня будет равна 4,502– 1,228 + 2·0,3 = 3,874 м. Принимаем длину обрываемого стержня 4 м.

Определяем аналитически величину поперечной силы в месте теоретического обрыва арматуры:

;

.

Графически поперечная сила была принята 72 кН с достаточной степенью точности.

5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ

Для проектируемого 8-этажного здания принята сборная железобетонная колонна сечением 40×40 см.

Для колонн применяется тяжелый бетон классов по прочности на сжатие не ниже В15, а для сильно загруженных – не ниже В25. Армируются колонны продольными стержнями диаметром 16 …40 мм из горячекатаной стали А400, А500С и поперечными стержнями преимущественно из горячекатаной стали класса А240.

5.1. Исходные данные

Нагрузка на 1 м² перекрытия принимается такой же, как и в предыдущих расчетах (см. табл. 1).

Нагрузка на 1 м² покрытия

Таблица 3

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка (γf = 1), кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке γf	Расчетная нагрузка (γf > 1), кН/м2
Гидроизоляционный ковер (3 слоя)	0,150	1,3	0,195
Армированная цементно-песчаная стяжка, δ = 40 мм, ρ = 2200 кг/м3	0,880	1,3	1,144
Керамзит по уклону, δ = 100 мм, ρ = 600 кг/м3	0,600	1,3	0,780
Утеплитель – минераловатные плиты, δ = 150 мм, ρ = 150 кг/м3	0,225	1,2	0,270
Пароизоляция 1 слой	0,050	1,3	0,065
Многопустотная плита перекрытия с омоноличиванием швов, δ = 220 мм	3,400	1,1	3,740
Постоянная нагрузка (groof)	5,305		6,194
Временная нагрузка –
снеговая*: S = Sg	1,800·0,7 = 1,260	–	1,800
в том числе длительная часть снеговой нагрузки Sl	0,630	–	0,900
Полная нагрузка (groof + S)	6,565		7,994

* - полная кратковременная снеговая нагрузка и коэффициент μ принимаются по СП 20.13330.2011 или по Приложению 16.

Материалы для колонны:

Бетон – тяжелый класса по прочности на сжатие В25, расчетное сопротивление при сжатии R_b = 14,5 МПа (табл. 6.8[2], Приложение 4).

Арматура:

− продольная рабочая класса А500С (диаметр 16 …40 мм), расчётное сопротивление R_s = R_sc = 435 МПа (табл. 6.14[2], Приложение 7),

− поперечная – класса А240.

5.2. Определение усилий в колонне

Рассчитывается средняя колонна подвального этажа высотой h_fl = 2,8 м. Высота типового этажа h_fl также равна 2,8 м.

Грузовая площадь колонны А = 6×6,3 = 37,8 м².

Продольная сила N, действующая на колонну, определяется по формуле:

N = γ_n (g +V_p + φ_з V₀) n·A + g_b (n + 1) + g_col (n + 1) + γ_n (g_roof + S) A,

где n – количество этажей. В нашем случае n = 8; А – грузовая площадь;

g, V_p,V₀ – соответственно постоянная и временная нагрузки на 1 м² перекрытия по табл. 1.

Согласно табл. 1, g = 4,7 кН/м²; V_p = 0,6 кН/м²;V₀ = 1,95 кН/м²;

g_roof – постоянная нагрузка на 1 м² покрытия по табл. 2 (g_roof = 6,194 кН/м²);

S – полная снеговая нагрузка на 1 м² покрытия по табл. 2;

g_b – собственный вес ригеля с учетом γ_f и γ_n длиной (6,3 – 0,4) = 5,9 м;

g_b = 3,85·5,9 = 22,72 кН;

3,85 кН/м – погонная нагрузка от собственного веса ригеля (см. расчет ригеля);

g_col – собственный вес колонны;

g_col = γ_n· γ_f · ρ· А_col · h_fl = 1,0·1,1·2500(10^-2) ·0,4·0,4·2,8 = 12,32 кН;

φ₃ – коэффициент сочетаний (коэффициент снижения временных нагрузок в зависимости от количества этажей), определяемый по формуле (8.3[1]):

;

где φ ₁= 0,69 (см. расчет ригеля); ;

N = 1,0·(4,7 +0,6+ 0,504·1,95) ·8·37,8 + 22,72· (8 + 1) + 12,32· (8 + 1) +

+ 1,0· (6,194 + 1,8) ·37,8 = 2517,45 кН.

5.3. Расчет колонны по прочности

Расчет по прочности колонны производится как внецентренно сжатого элемента со случайным эксцентриситетом е_а:

см; см; е_а = 1 см.

Однако расчет сжатых элементов из бетона классов В15 …В35 (в нашем случае В25) на действие продольной силы, приложенной с эксцентриситетом е ₀ = см при гибкости l ₀/ h_col < 20, допускается производить из условия:

N ≤ N_ult (8.16[2]);

где Nult - предельное значение продольной силы, которую может воспринять элемент определяемое по формуле:

N_ult ≤ j· (γ_{b 1} R_bA_b + R_scA_s,tot) (8.17[2]);

где A_b – площадь сечения колонны;

A_s,tot – площадь всей продольной арматуры в сечении колонны:

l ₀ – расчетная длина колонны подвала с шарнирным опиранием в уровне 1-го этажа и с жесткой заделкой в уровне фундамента;

R_sc – расчетное сопротивление арматуры сжатию.

l ₀ = 0,7(h_fl + 15 см) = 0,7(280 + 15) = 206,5 см;

l ₀/ h_col =206,5/40=5,16<20; A_b =40·40=1600 см².

j - коэффициент, принимаемый при длительном действии нагрузки по табл. 8.1.[2] или по Приложению 18, в зависимости от гибкости колонны.

При l ₀/ h_col =5,16, коэффициент j = 0,92.

см².

Из условия ванной сварки выпусков продольной арматуры при стыке колонн, минимальный ее диаметр должен быть не менее 20 мм.

Принимаем 4Ø22 А500С A_s,ef = 15,2 см².

, т.к. l ₀/ h_col ≈ 5.

Диаметр поперечной арматуры принимаем Ø6 А240 (из условия сварки c продольной арматурой). Шаг поперечных стержней s = 300 мм, что удовлетворяет конструктивным требованиям (п.10.3.14[2]): s ≤ 15 d = 15·22 = 330 мм и s ≤ 500 мм.

Если μ >3 %, то шаг поперечных стержней должен быть s ≤ 10 d и s ≤ 300 мм.

Армирование колонны показано на рис.11.

6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА ПОД КОЛОННУ

6.1. Исходные данные

Грунты основания – пески средней плотности, условное расчётное сопротивление грунта R ₀ = 0,35 МПа = 0,035 кН/см² = 350 кН/м²;

Бетон тяжелый класса В25. Расчетное сопротивление растяжению

R_bt = 1,05 МПа, γ_{b 1} = 0,9. Арматура класса А500С, R_s = 435 МПа = 43,5кН/см².

Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах

γ_m = 20 кН/м³.

Высоту фундамента предварительно принимаем 90 см. C учётом пола подвала глубина заложения фундамента Н₁ = 105 см. Расчетное усилие, передающееся с колонны на фундамент, N = 2517,45 кН. Нормативное усилие

N_n = N / γ_fm = 2517,45/1,15 = 2187,35 кН;

где γ_fm = 1,15 – усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке.

6.2. Определение размера стороны подошвы фундамента

Площадь подошвы центрально нагруженного фундамента определяется по условному давлению на грунт R ₀ без учета поправок в зависимости от размеров подошвы фундамента и глубины его заложения

м².

Размер стороны квадратной подошвы фундамента: м.

Принимаем а = 2,7 м (кратно 0,3 м).

Давление на грунт от расчетной нагрузки

2517,45/2,7² = 345,3 кН/м². < R₀;

6.3. Определение высоты фундамента

Рабочая высота фундамента из условия продавливания

.

Полная высота фундамента устанавливается из условий:

1) продавливания H_f =(h₀ +0,05)=0,498 + 0,05 = 0,548 м;

2) заделки колонны в фундаменте:

H_f = 1,5 h_col + 0,25(м) = 1,5·0,4 + 0,25 = 0,85 м;

3) анкеровки сжатой арматуры колонны H_f = h_an + 0,25(м).

Базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в арматуре с полным расчетным сопротивлением R_s на бетон, определяется по формуле [3]:

,

где A_s и U_s – соответственно площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры и периметр его сечения (в нашем случае для арматуры Ø22,

A_s = 3,801 см²; U_s = πd = 3,14·2,2 = 6,908 см);

R_bond – расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном, принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки

R_bond = γ_{b 1}· η ₁· η ₂· R_bt,

где η ₁ – коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры. Для горячекатаной арматуры периодического профиля η ₁ = 2,5;

η ₂ - коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры, принимаемый равным:

1,0 – при диаметре продольной арматуры d_s ≤32 мм;

0,9 – при d_s = 36 мм и d_s = 40 мм.

R_bond = 0,9·2,5·1·1,05 = 2,36 МПа

Требуемая расчетная длина анкеровки арматуры с учетом конструктивного решения элемента в зоне анкеровки определяется по формуле[3]:

,

где A_s,cаl и A_s,ef – площади поперечного сечения арматуры, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная (для нашего случая A_s,cаl = 14,9 см²; A_s,ef = 15,2 см²);

α – коэффициент, учитывающий влияние на длину анкеровки напряженного состояния бетона и арматуры. Для сжатых стержней периодического профиля α = 0,75.Тогда:

см.

Кроме того, согласно требованиям [3], фактическую длину анкеровки необходимо принимать h_an ≥ 0,3 h_0,an = 0,3·101,42 = 30,43 см;

h_an ≥ 15 d_s = 15·2,0 = 30 см; h_an ≥20 см.

Из четырех величин принимаем максимальную длину анкеровки, т.е.

h_an = 74,56 см.

Следовательно, из условия анкеровки арматуры

H_f = 74,56 + 25 = 99,52 см.

Принимаем трехступенчатый фундамент общей высотой 100 см и с высотой ступеней 30 см и 40 см. При этом ширина первой ступени а ₁ = 1,1 м, а второй а ₂ = 1,8 м.

Проверяем, отвечает ли рабочая высота нижней ступени h₀₃ = 40 – 5 = 35 см условию прочности при действии поперечной силы без поперечного армирования в наклонном сечении. Для единицы ширины этого сечения

(b = 100 см) должно выполняться условие:

Q = pl ≤ Q_b,min = 0,5 γ_{b 1} R_bth ₀₃ b.

Поперечная сила от давления грунта:

Q = pl = 0,5(а - a₂ - 2 h_{0 3}) р,

где а - размер подошвы фундамента;

h₀₃ = 40 – 5 = 35 см;

р – давление на грунт от расчетной нагрузки (на единицу длины).

Q = 0,5(2,7 –1,8 - 2·0,35) ·345,33 = 34,53 кН;

Q = 34,53 кН < Q_b,min = 0,5·0,9·1,05·10³·0,35·1,0 = 165,38 кН – прочность обеспечена.

6.4. Расчет на продавливание

Проверяем нижнюю ступень фундамента на прочность против продавливания.

Расчет элементов без поперечной арматуры на продавливание при действии сосредоточенной силы производится из условия (8.87[2]) F ≤ F_b,ult, где F_b,ult - предельное усилие воспринимаемое бетоном.

F_b,ult = γ_{b 1} R_btA_b,

где F −продавливающая сила, принимаемая равной продольной силе в колонне подвального этажа на уровне обреза фундамента за вычетом нагрузки, создаваемой реактивным отпором грунта, приложенным к подошве фундамента в пределах площади с размерами, превышающими размер площадки опирания (в данном случае второй ступени фундамента ) на величину во всех направлениях; A_b – площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5 h₀ от границы площади приложения силы N с рабочей высотой сечения h₀. В нашем случае h₀ = h_{0 3} = 0,25 м.

Площадь A_b определяется по формуле:

A_b = U · h_{0 3},

где U – периметр контура расчетного сечения (см. рис.12,а);

U = (а ₂ + 2·0,5 h ₀₃) ·4 = (1,8 + 2·0,5·0,35) ·4 = 8,6 м.

Площадь расчётного поперечного сечения A_b = 8,6·0,35 = 3,01 м².

Продавливающая сила равна:

F=N-p·A₁,

здесь p =345,3 кН/м², − реактивный отпор грунта,

A₁ −площадь основания продавливаемого фрагмента нижней ступени фундамента в пределах контура расчётного поперечного сечения, равная:

A₁=(a₂+2·0,5·h₀₃)²=(1,8+2·0,5·0,35)²=4,62 м².

Проверка условия (6.97) [3] показывает:

F=922,02 кН < 0,9·1,05·10³·3,01 = 2844,45 кН,

т.е. прочность нижней ступени фундамента против продавливания обеспечена.

6.5. Определение площади арматуры подошвы фундамента

Подбор арматуры производим в 3-х вертикальныхсечениях фундамента, что позволяет учесть изменение параметров его расчётной схемы, в качестве которой принимается консольная балка, загруженная действующим снизу вверх равномерно распределенным реактивным отпором грунта. Для рассматриваемых сечений вылет и высота сечения консоли будут разными, поэтому выявить наиболее опасное сечение можно только после определения требуемой площади арматуры в каждом из них (см. рис.13).

Сечение I-I

М _I-I = 0,125 р· (а – h_col)²· a = 0,125·345,33 · (2,7 – 0,4)²·2,7 = 616,54 кН·м

Площадь сечения арматуры определяем по формуле:

см².

Сечение II-II

М _II-II= 0,125 р· (а – а ₁)²· а = 0,125·345,33 · (2,7 – 1,1)²·2,7 = 298,36 кН∙м

см².

Сечение III-III

М _III-III= 0,125 р· (а – а ₂)²· а = 0,125·345,33 · (2,7 – 1,8)²·2,7 = 94,4 кН∙м

см².

Из трёх найденных значений подбор арматуры производим по максимальному значению, т.е. A_s,max = 16,57 см².

Шаг стержней принимается от 150 мм до 300 мм (кратно 50 мм). При ширине подошвы фундамента а ≤ 3 м минимальный диаметр стержней

d_min = 10 мм, при а >3 мd_min = 12 мм.

Принимаем нестандартную сварную сетку с одинаковой в обоих направлениях арматурой из стержней Ø14 А500с шагом 250 мм.

Имеем 11Ø14 А500С с A_s = 16,929 см² > A_{s I} = 16,57 см².

Процент армирования μ:

- в сечении I-I:
- в сечении II-II:
- в сечении III-III:

Так как во всех сечениях μ_i>μ_min=0,1 %, количество принятой арматуры оставляем без изменений. В случае μ_i<μ_min=0,1 %, диаметр принятой арматуры следует увеличить или уменьшить ее шаг.

Конструкция фундамента приведена на рис.13.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК

1. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* М.: ГУП ЦПП, 2011.

2. СП 63.13330.2012 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-101-2003 М.: ФГУП ЦПП, 2004.

3. ГОСТ Р 54257-2010 Надежность строительных конструкций и оснований.

4. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. М.: ФГУП ЦПП, 2005.

5. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 520101-2003). М.: ФГУП ЦПП, 2005.

6. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 520101-2003). М.: ФГУП ЦПП, 2005.

ПРИЛОЖЕНИЯ

ПРИЛОЖЕНИЕ 1