Расчет многопролетной плиты монолитного перекрытия

Расчётная нагрузка на 1 м длины при ширине плиты 1,5 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания г_n=0,95:

- постоянная ;

- временная ;

- полная .

Нормативная нагрузка на 1 м длины:

- постоянная:

- постоянная и длительная ;

- полная.

4.2 Определение усилий от расчётных и нормативных нагрузок

От полной расчётной нагрузки:

От полной нормативной нагрузки:

От нормативной постоянной и длительной нагрузки:

4.3 Установка размеров сечения плиты

Высота сечения ребристой предварительно напряжённой плиты

h = l₀/20 = 590/20 = 29,5 см> 30 cм

Рабочая высота сечения:

h₀=h-a=30-3=27 cм

Ширина продольных рёбер понизу - 7 см, ширина верхней полки - 146 см. В расчётах по предельным состояниям первой группы расчётная толщина сжатой полки таврового сечения =5 см, отношение /=5/30=0,167> 0,1, при этом в расчёт вводится вся ширина полки =146 см, расчётная ширина ребра b=2•7=14cм.

Рис 4. Поперечные сечения ребристой плиты: А) размеры сечения; Б) к расчёту по предельным состояниям первой группы; В) к расчёту по предельным состояниям второй группы.

4.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Ребристую предварительно напряжённую плиту армируем стержневой арматурой класса А 800 с электротермическим натяжением на упоры форм. Технология изготовления плиты - агрегатно-поточная с применением пропаривания. К трещиностойкости плиты предъявляют требования 3-ей категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении. Масса плиты составляет 2,25 т.

Арматура продольных рёбер класса А 800, нормативное сопротивление растяжению R_sn=800 МПа, расчётное R_s=695 МПа, модуль упругости Е_s=190000 МПа.

Передаточную прочность бетона R_bp(прочность бетона к моменту его обжатия, контролируемая аналогично классу бетона по прочности на сжатие) следует назначать не менее 15 МПа и не менее 50% принятого класса бетона. Назначаем R_bp= 17,5 МПа.

Полка плиты армируется проволочной арматурой В 500: расчетное сопротивление арматуры на растяжение R_S=415 МПа, расчетное сопротивление хомутов R_SW=300 МПа, модуль упругости арматуры Е=170000 МПа.

Поперечное армирование также выполняется арматурной проволокой В 500.

Бетон тяжёлый класса В 25, соответствующий напрягаемой арматуре. Нормативная призменная прочность R_bn= R_b.ser=18,5 МПа, расчётная R_b=14,5 МПа; коэффициент условия работы бетона г_b1=0,9. Нормативное сопротивление при растяжении R_btn= R_bt.ser=1,55 МПа, расчётная R_bt=1,05 МПа; начальный модуль упругости бетона Е_b=30000 МПа.

4.5 Расчёт прочности ребристой плиты по сечению нормальному к продольной оси

Расчетный момент от полной нагрузки

Расчетная высота сечения

h_o= h - а =300 - 30 = 270 мм.

Проверяем условие:

Условие выполняется, граница сжатой зоны проходит в полке, и расчет производим как для прямоугольного сечения шириной b =b'_f =1460 мм.

При классе арматуры А 800 и у_sp/R_s = 0,6 находим о_R = 0,41, тогда

то есть сжатая арматура по расчету не требуется.

Так как о/о_R = 0,0608/0,41 = 0,148< 0,6 принимаем г_s3=1,1.

Принимаем 2?18 А 800 (А_sp = 5,09 см ²).

4.6 Расчёт полки на местный изгиб

Запроектируем плиту без поперечных ребер, тогда расчётный пролёт полки равен расстоянию в свету между продольными ребрами.

При толщине ребер поверху 9см составит: l₀= 146-2•9 = 128 cм.

Нагрузкуна 1 м2 полки можно принять, как для плиты в целом:

Эксцентриситет усилия Р равен

4.10 Расчёт ребристой плиты по образованию трещин, нормальных к продольной оси

Выполняем проверку для выяснения необходимости расчёта по раскрытию трещин. Для элементов, к трещиностойкости которых предъявляют требования третьей категории, принимают значение коэффициента надёжности по нагрузке ; . Условием, при котором не образуются трещины является условие - если момент внешних сил не превосходит момента внутренних усилий в сечении перед образованием трещины , то есть.

Определяем момент образования трещин по приближённому способу:

Поскольку , трещины в растянутой зоне образуются. Следовательно, необходим расчёт по раскрытию трещин.

Проверяем, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты при её обжатии.

Момент образования трещин в зоне сечения, растянутой от действия усилия предварительного обжатия в стадии изготовления:

Поскольку вычисленное значение положительное, это означает, что трещины в верхней зоне сечения до приложения внешней нагрузки не образуются.

4.11 Расчёт ребристой плиты по раскрытию трещин, нормальных к продольной

Определим приращение напряжения напрягаемой арматуры от действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. принимая .

Рабочая высота сечения равна h_о = 270 мм.

Принимая

e_sp = у ₀ - а - e_0p = 221 - 50 - 191 = -20 мм,

получаем,

Коэффициент приведения a_s1 равен

a_s1 =300/R_b,ser= 300/18,5 = 16,2.

Тогда имеем:

Из табл.4.2при мa_s1 = 0,218, ?_f= 1,0 и находим ж= 0,895.

Тогда z = ж ·h_о= 0,895·270 = 242 мм; A_sp + А_s= 509 + 0 = 509 мм ²;

Аналогично определяем значение у_s,crc при действии момента

.

Согласно табл.4.2ж= 0,878 и z= 0,878•270=237 мм, тогда

При моменте от всех нагрузок

Согласно табл.4.2ж= 0,895 и z = ж ·h_о= 0,895·270 = 242 мм.

Проверим условие, принимая t= 0,68 - при допустимой ширине продолжительного и непродолжительного раскрытия трещин равных соответственно 0,3 и 0,4 мм:

следовательно, проверяем только продолжительное раскрытие трещин.

При у_s = у_sl=101,2 МПа определим коэффициент

Определим расстояния между трещинами l_s:

Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала равна:

а с учетом неупругих деформаций растянутого бетона

у_t= к•у_о= 0,9•106,8 = 96,1 мм.

Поскольку y_t=96,1>2а = 2•30 = 60 мм, принимаем y_t=96,1 мм. Тогда площадь сечения растянутого бетона равна:

A_bt = b•y_t= 140•96,1 = 13455.1 мм².

Диаметр стержней растянутой арматуры равен Тогда

Поскольку l_s= 237,9 мм>10d_s=180 мм, принимаем l_s= 237,9 мм.

Определяем a_crc,1, принимая ?₁ = 1,4, ?₂ = 0,5:

,

что меньше предельно допустимого значения 0,3 мм.

Ширина раскрытия трещин от длительной нагрузки не превышает предельно-допустимой величины.

4.12 Расчёт прогиба ребристой плиты

Определяем кривизну в середине пролета от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, т.е. при

.

Для этих нагрузок имеем: , ?_f = 1,

При продолжительном действии нагрузки и нормальной влажности имеем

По табл.4.5 при ?_f = 1,0, и находим ?_c =0,563.

Тогда согласно кривизна равна:

Прогиб плиты определяем, принимая согласно табл.4.3S=5/48:

Согласно приложению Е.1 СП 20.13330.2011при l = 5,9 м предельно допустимый из эстетических требований прогиб равен f_u= 5900 / 200 =29,5 мм, что превышает вычисленное значение прогиба.

Таким образом, , прогиб плиты не превышает предельно-допустимого значения по эстетическим соображениям.

5. Расчёт железобетонного ригеля перекрытия

5.1 Расчётная схема неразрезного ригеля

Для проектируемого многоэтажного здания принята конструктивная схема с неполным каркасом. В соответствии с конструктивной схемой каркаса здания в крайних пролётах ригеля расчётная длина принимается равной расстоянию от оси опоры балки на кирпичной стене до оси ближайшей колонны:

Расчетная длина среднего ригеля равна расстоянию между геометрическими осями соседних колонн: .

В=6 метрам - расстояние между поперечными разбивочными осями.

, - привязка наружной продольной стены.

; .

Рис. 5.Расчётнаясхема здания с неполным каркасом

Нагрузка на ригель от ребристой плиты считается равномерно распределённой. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу поперечных рам, в нашем случае 6 м.

5.2 Определение расчётных нагрузок

Произведём расчёт нагрузок на 1м ² перекрытия, результат расчёта сведем в таблицу 3.

Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1 м ²ригеля

5.3 Построение расчётных поперечных усилий и изгибающих моментов

Результаты вычисления опорных и пролетных моментов приведены в табличной форме в таблице №4. Результаты вычисления поперечных усилий приведены в таблице №5.

Таблица 4 - Опорные и пролетные моменты ригеля при различных схемах загружения.

Таблица 5. Опорные и пролетные поперечные усилия ригеля при различных схемах загружения

Пролётные моменты ригеля:

Первый пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры А.

1. комбинация нагрузок 1+2:

2. комбинация нагрузок 1+3:

3. комбинация нагрузок 1+4:

Второй пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры В.

1. комбинация нагрузок 1+2:

1. 2. комбинация нагрузок 1+3:

3. комбинация нагрузок 1+4:

Третий пролёт:

Здесь координата х отсчитывается от опоры С.

1. комбинация нагрузок 1+2:

2. комбинация нагрузок 1+3:

3. комбинация нагрузок 1+4:

Максимальные пролётные моменты определяются по формуле:

i=1,2,3; m=2,3,4.

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

кН•м

5.4 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров в ригеле

перекрытие бетон арматура монолитный

Практически перераспределение изгибающих моментов под влиянием пластических деформаций заключается в уменьшении примерно на 30% опорного момента М_в, соответствующего схемам загружения 1+4. К эпюре моментов по схеме 1+4 добавляется треугольная выравнивающая эпюра с максимальной ординатой ниже опоры В:

Если же разность моментов

(М_b¹⁺⁴- М_b¹⁺²)=(118,74+199,17) - (118,74+125,87)=73,3< 0,3•М_b¹⁺⁴=95,37,

то

В нашем случае

,

следовательно,

.

Кроме того, следуя методике перераспределения усилий, к эпюре моментов по схеме 1+4 необходимо добавить треугольную эпюру, расположенную во втором и третьих пролетах с ординатой над опорой С:

По данным таблиц 4 и 5 строятся эпюры изгибающих моментов и поперечных сил при различных комбинациях схем загружения. При этом постоянная нагрузка по схеме I участвует во всех комбинациях: 1+2; 1+3; 1+4.

5.5 Вычисление моментов в ригеле по грани колонны

Расчетными на опоре являются сечения ригеля по грани колонны. В этих сечениях максимальные изгибающие моменты определяются по формуле:

где -граневый изгибающий момент у опоры В слева (л) или справа (п) от нее при схеме загружения 1+m (m=2,3,4).

- изгибающий момент на опоре В.

- поперечная сила на опоре В справа (п) или слева (л) от нее.

- размер поперечного сечения колонны

.

На опоре В при схеме загружения 1+4 опорный момент по грани колонны не всегда оказывается расчетным, максимальным по абсолютному значению. Он может оказаться расчетным при схеме загружения 1+2 или 1+3. Поэтому необходимо определить моменты по всем схемам загружения.

Вычисление граневых изгибающих моментов у опоры В слева:

Схема загружения 1+4:

Схема загружения 1+3:

Схема загружения 1+2:

В данном случае для первого пролета расчетный граневый момент принимается равным .

Вычисление граневых изгибающих моментов у опоры В справа и у опоры С слева.

Схема загружения 1+4:

Схема загружения 1+3:

Схема загружения 1+2:

В данном случае для среднего пролета расчетный граневый момент принимается равным .

5.6 Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси

5.6.1 Характеристики прочности бетона и арматуры

Бетон тяжелый, класса В-25; расчетное сопротивление при сжатии R_b=14,5 МПа; коэффициент условия работы бетона _b1=0,9; модуль упругости Е_b=30000 МПа.

Арматура продольная и поперечная класса А 400 с R_s=355 МПа, модуль упругости E_s=200000 МПа.

5.6.2 Определение высоты сечения ригеля

Проверяем высоту сечения ригеля по наибольшему граневому моменту при относительной высоте сжатой зоны бетона о=0,4. Принятое сечение следует затем проверить по пролетному моменту (если он больше опорного ) так, чтобы соблюдалось условие: о<о_R.

.

.

Полная высота сечения принимается из условия

h=h₀+a=54,7+5=60 см.

Конструктивно принимаем h=80 см, b=0,3h?25 см, тогда h₀=80-5=75 см,

5.6.3 Подбор сечения арматуры в расчетных сечениях ригеля

Сечение в первом пролете:

Расчетное значение изгибающего момента М=457,9кН•м.

,посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 228+225A400 (A_s= 22,14 см²).

Сечение в среднем пролете:

Расчетное значение изгибающего момента М=292,1 кН·м.

,

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 420 мм A400 с A_s=12,56 см ².

Сечение в среднем пролете при отрицательном моменте:

Расчетное значение изгибающего момента М=119,1 кН·м.

,

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 218 мм A400 с A_s=5,09 см².

Сечение у опоры В слева:

Расчетное значение изгибающего момента М=317,6 кН·м.

,

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 422 мм A400 с A_s=15,2 см ².

Сечение у опоры В справа и у опоры С слева:

Расчетное значение изгибающего момента М=324,2 кН·м.

,

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 422 мм A400 с A_s=15,2 см².

5.7 Расчет прочности балок неразрезного ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси

Дано: свободно опертая балка пролетом l = 5,89 м; полная расчетная равномерно распределенная нагрузка на балку q= 77,17 кН/м; временная эквивалентная нагрузка q_v = 51,3 кН/м; размеры поперечного сечения b= 250 мм, h= 800 мм; а = 50 мм; h_o= h - a = 750 мм; бетон класса В 25 (R_bt= 1,05 МПа); хомуты из арматуры класса А 400 (R_sw=285 МПа).

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

5.7.1 Расчет прочности по наклонному сечению

Так как

,

интенсивность хомутов определяем по формуле:

Шаг хомутов s_wу опоры должен быть не более h_o/2= 750/2 = 375 мм и не более 300 мм, а в пролете - 0,75Чh_o = 0,75Ч750 = 562 мм и не более 500 мм.

Максимально допустимый шаг у опоры равен

Принимаем шаг хомутов у опоры s_w1= 250 мм (кратно 50 мм), а в пролете s_w2= 500 мм. Отсюда:

Конструктивно (по условию свариваемости с продольной арматурой диаметром 28 мм) принимаем в поперечном сечении два хомута по 10 мм (A_sw = 157 мм²).

Прочность бетонной полосы:

т.е. прочность полосы обеспечена.

Прочность наклонного сечения по поперечной силе:

_.

Поскольку , хомуты учитываем полностью.

Поскольку , значение с определяем по формуле:

принимаем c_o = c = 1500 мм.

Тогда:

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

5.8 Конструирование каркасов ригеля

Ригель армируется двумя вертикальными сварными каркасами. В целях снижения металлоемкости, часть продольной арматуры ригеля обрывается в пролете, при этом до опоры доводится не менее половины площади арматуры, требуемой по расчету в центре пролета.

Для определения мест обрыва требуется построение эпюры материалов. Обрываемые стержни заводятся за места теоретического обрыва на длину анкеровки.

5.9 Построение эпюры материалов

Эпюра материалов строится следующим образом:

1. Прежде всего определяются изгибающие моменты М_s, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;

2. По выровненной эпюре моментов в соответствии со значениями М_s графически устанавливается место теоретического обрыва стержней;

3. После этого определяется длина анкеровки обрываемых стержней:

где - поперечная сила, определяемая в месте теоретического обрыва; d - диаметр обрываемого стержня; s - принимается в сечении теоретического обрыва.

В первом пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура - 228+225 A400 с A_s=22,14 см ²

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва - 228 A400 с A_s=12,32 см²

,

Обрываемая арматура 225 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₁.

Поперечная сила в сеченииQ₁=160,0 кН. Поперечные стержни 10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева - 422 мм A400 с A_s=15,20 см ²

,

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва - 212 A400 с A_s=2,26 см²

,

Обрываемая арматура 422 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₂.

Поперечная сила в сечении Q₁=72,3 кН. Поперечные стержни 10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

В среднем пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура - 420 A400 с A_s=12,56 см ²

,

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва - 220 A400 с A_s=6,16 см ²

,

Обрываемая арматура 220 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровкиw₃.

Поперечная сила в сечении Q₁=167,1 кН. Поперечные стержни 10 мм А 400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева - 422 мм A400 с A_s=15,20 см ²

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва - 220 A400 с A_s=5,09 см²

,

6. Расчёт сборной железобетонной колонны

Требуется рассчитать и сконструировать колонну среднего ряда производственного 4х этажного четырёх пролётного здания с плоской кровлей, при случайных эксцентриситетах. Высота надземного этажа - 4,8 м, подвального - 3,6 м. Сетка колонн - 6х 6 м. Верхний обрез фундамента заглублён на 0,15 м ниже отметки чистого пола подвала. Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие - 9,0 кН/м². Конструктивно здание решено с несущими наружными стенами (неполный железобетонный каркас). Членение колонн - поэтажное. Стыки колонн располагаются на высоте 1 м от уровня верха панелей перекрытия. Ригели опираются на консоли колонн. Класс бетона по прочности на сжатие В 25, продольная арматура класса А 400. По назначению здание относится ко II классу, следовательно, принимаем значение коэффициента надежности по ответственности г_n=0,95.

Принимаем сечение ригеля равным b=25 см, h=80 см.

Нормативная распределенная нагрузка от собственного веса ригелей перекрытия и покрытия:

q_гр = = = 0,833 кН/м ²

Сечение колонны предварительно примем b_cЧh_c = 40Ч40 cм.

Расчётная длина колонн в первом-четвертом этажах принимается равной высоте этажа (коэффициент расчетной длины в обоих плоскостях принимаем м_x = м_y = 1) l₀ = H_f = 4,8 м.

Рис.9. Схема расположения элементов перекрытия, колонн и фундаментов

Для подвального этажа с учётом некоторого защемления колонны в стакане фундамента: l₀ = 0,7 •H_f = 0,7 •(3,6+0,15) = 2,625 м

Подсчёт нормативных и расчётных нагрузок сведён в таблицу 6.

Таблица 6. Нормативные и расчётные нагрузки на 1м² перекрытия.

6.1 Определение расчетных нагрузок и усилий на колонну подвала

Расчетные усилия определяются в соответствии с грузовой площадью

A_f=L•?.

Грузовая площадь от перекрытий и покрытий при сетке колонн 6Ч6 м составит:

A_f = 6• 6 = 36 м ².

Полная расчетная нагрузка от покрытия:

Постоянная и временная длительная нагрузка от покрытия:

Полная расчетная нагрузка от одного перекрытия:

Постоянная и временная длительная нагрузка от одного перекрытия:

Расчетная сила от массы колонны одного надземного этажа:

Расчетная сила от массы колонны подвального этажа:

Вес ригеля:

Расчетное продольное усилие от полной нагрузки:

Продольное усилие от постоянных и временных длительных нагрузок:

Здесь n₀ - общее количество перекрытий и покрытия, n_i - количество надземных этажей.

Усилия с учётом коэффициентов надёжности по назначению здания г_n=0,95 будут равняться:

6.2 Расчёт колонны подвального этажа

Сечение колонны b_cЧh_c = 40Ч40 cм, бетон класса В 25 с расчётным сопротивление бетона осевому сжатию R_b = 14,5 МПа, г_b1=0,9.

Продольная сжатая арматура класса А 400, R_sc=355 МПа, поперечная арматура класса А 240, R_sw=170 МПа.

Предварительно вычисляем отношение

==0,827.

Гибкость колонны

> 4,

следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны.

Случайный эксцентриситет принимается большим из следующих значений:

1. е₀ = см,

2. =0,625 см,

3. 1 см.

Принимаем большее значение, то есть е ₀ = 1,33 см.

Из табл.3.5 и 3.6 пособия к СП 52-101-2003 при N_l/N = 0,827 и l₀/h_c=262,5/40=6,563, предполагая отсутствие промежуточных стержней при а= а' <0,15hнаходим ?_b= 0,917 и ?_sb = 0,918.

Принимая в первом приближении ?= ?_sb= 0,918, находим:

Отсюда

Поскольку а_s<0,5, тогда ?будет равно:

Суммарную площадь сечения арматуры принимаем равной:

Окончательно принимаем (422).

Поперечная арматура по условию сварки с продольными стержнями диаметром 22 ммпринята10 мм классаA240 с шагом 400 мм < 20d=2022=440 мм <hc=40 (см). Армированиеколонныподвальногоэтажа показано в графическойчастипроекта.

6.3 Расчёт консоли колонны

Опирание ригеля на колонну осуществляется на железобетонную консоль. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и растянутой арматурой, расчёт которой приведён ниже.

Произведём расчёт консоли в уровне перекрытия первого этажа.

Расчётные данные: бетон колонны класса В 25, R_b=14,5 МПа, R_bt=1,05 МПа, г_b1=0,9; продольная арматура класса А 400, R_s=355 МПа; поперечная арматура консоли (хомуты) класса А 240, R_sw = 170 МПа.

Наибольшая поперечная сила в опорном сечении равна

Ширина консоли равна ширине колонны, b_c=40 см, ширина ригеля b_р=25 cм, высота ригеля h_р=80 см.

Рис.10. Расчетная схема консоли колонны.

Вычисляем минимальный вылет консоли l_mp из условия смятия над концом ригеля:

l_sup = = 11,9 cм,

принимаем l_sup = 12 см.

С учётом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равным 5 см, вылет консоли

l= l_sup+5 =12+5=17 cм.

Принимаем кратным 5 см, l = 20 см.

Определяем расстояние а от точки приложения опорной реакции Q_max до грани колонны:

.

Высота сечения консоли у грани колонны

h=(0,70,8)•h_р;

h=0,7•80=56 см. Принимаем 60см.

Полную высоту свободного конца консоли, если нижняя грань её наклонена под углом 45⁰:

h₁=h-l₁=60-20=40cм.

Рабочая высота сечения консоли h₀=60-3=57 см.

Проверяем условие l=20 <0,9•h₀ = 0,9•57=51,3cм - консоль считается короткой.

Площадь сечения рабочей арматуры консоли колонны определяется по изгибающему моменту у грани колонны, увеличенному на 25%:

Требуемое сечение продольной арматуры

,

посчитанная площадь арматуры достаточна.

Принимаем 2?16 мм А 400 А_S=4,02 cм².

Короткую консоль армируем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями.

Рис. 11. Схема армирования консоли.

Минимальное сечение отогнутой арматуры

Принимаем 2?18 мм А-III,

Принимаем два хомута из стали А 240 ?8 мм с А_S=1,01 cм ² с шагом S=10 см (при этом S< 40/4=10 см и S<15 см).

Прочность сечения консоли проверим по условию

Соблюдаем условие

Поскольку

,

принимаем

Следовательно - прочность консоли обеспечена.

7. Расчёт монолитного центрально-нагруженного фундамента

Сечение колонны 4040 см. Расчетное усилие в колонне в уровне заделки в фундамент N=2552,8 кН; усредненное значение коэффициента надежности по нагрузке г_f=1,15; нормативное усилие N_n=2552,8/1,15=2219,8кН.

Расчетное сопротивление грунта R₀=0,25 МПа; бетон тяжелый класса В 25, R_b=14,5 МПа, R_bt=1,05 МПа, г_b1=0,9; арматура класса А 400, R_sc=355 МПа. Вес единицы объема бетона фундамента и грунта на его обрезах принят г=20 кН/м ³.

Глубина заложения подошвы фундамента по технологическим требованиям должна быть не менее 1,65 м. Обрез фундамента расположен на отметке -0,15м. Полная высота фундамента составит Глубина заделки колонны в фундамент должна быть не менее h_c=400 мм и не менее 25d=25х 22=550мм; принимаем глубину стакана h_д=550+50=600мм. Толщина днища при этом составит h_д=1500-900=600мм.