РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОГОСЕЧЕНИЯ ПОДКОЛОННИКА

ПОДБОР АРМАТУРЫ ПРЯМОУГОЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ

Определимдействующие усилия в сечении по низу подколонника в уровне плитнойчасти (сечение 1-1, черт. 20) по табл. 12. Высота подколонника h_cf= 2,4 -0,9 = 1,5 м.

Таблица12

Принимаемармирование подколонника стержнями Æ12А-IIIс шагом 200 по периметру (5 Æ12А-III, А_s = 5,65 см²).

Таккак h_cf/l_cf = 1,5: 0,9 = 1,67 < 6, то в соответствии с п. 2.39 коэффициент hпринимается равным 1,0 и учет продольного изгиба не производится.

Покомбинации 3 проверим сечение при внецентренном сжатии.

Определяемвысоту сжатой зоны из формулы (37) СНиП 2.03.01-84:

х = = 0,38 м ,

сжатуюарматуру в соответствии с п. 2.41 не учитываем.

x =x / h₀= 0,38 / 0,85 = 0,45,

здесьh₀ — рабочая высота сечения;

поформуле (25) СНиП 2.03.01-84 определяем значение x_R

x_R= w / [ 1 + s_sR(1 - w/ 1,1) / s_sc,u] ;

w= a -0,008R_b ; a = 0,85 ; R_b = 7,5 × 0,9 =6,75 МПа ;

w(= 0,85- 0,008 ×6.75 = 0,796 .

Таккак g_spи s_spравны нулю (предварительное натяжение арматуры отсутствует), то s_sR= R_s-s_sp= 365 МПа; S_sc,u = 500 МПа приg_b2<1,0. Тогда x_R= 0,796/[ 1+365 (1 -0,796/1,1) /500] = 0,66 > x= 0,45.

Следовательно,расчет должен быть произведен по формуле(36) СНиП 2.03.01-84 без учета сжатой арматуры (п. 2.41) :

Ne £R_b b x(h₀-0,5 x) .

Случайныйначальный эксцентриситет e_sl= e_cf/30 = 90/30 = 3 см;
е= е_sl + e₀+0,5 (h₀ - a¢)= 0,03 + 0,444/2,1 + 0,5 (0,85 -0,05) = 0,64 м;

Ne = 2,1 ×0,64 = 1,34 МН×м .

Праваячасть в формуле (36) СНиП 2.03.01-84 равна 6,75 • 0,9 •0,38 x (0,85 -0,5 • 0,38) = 1,52 МН×м;Ne = 1,34 МН×м< 1,52 МН×м,то есть прямоугольное сечение подколонника удовлетворяет условиюпрочности.

ПОДБОР АРМАТУРЫ КОРОБЧАТОГО СЕЧЕНИЯ

Подборарматуры коробчатого сечения подколонника производим как дляизгибаемого элемента на условный изгибающий момент М_k,определяемый по формулам (58) или (59).

Длякомбинации 3:

e_x= 0,444/2,1 = 0,187 м; l/6 = 0,4/6 =0,067 м; 0,5l_с =0,2 м.

Поскольку0,067 < е_x = 0,187 < 0,2,то момент М_k определяется поформуле (59):

M_kx =М_х + Q_x d_p- 0,7Ne_x = 0,336 + 0,072× 0,8- 0,7 ×2,1 × 0,187 =
=0,12 MH×м;

A₀= M_kx / g_b2R_b b h_o² =0,12/0,9 • 7,5 • 0,9 • 0,85²= 0,027, n= 0,986;

A_s= A_s¢= M_kx/R_snh₀ =0,12 • 10⁴/365 • 0,986• 0,85 = 3,82 см² <5,65 см²,

тоесть принятое сечение арматуры 5Æ12А-III достаточно по прочности.

ПРОВЕРКА ШИРИНЫ РАСКРЫТИЯ ТРЕЩИН
В НИЖНЕМСЕЧЕНИИ ПОДКОЛОННИКА

Установимнеобходимость проверки ширины трещин в нижнем сечении подколонника поусловиям, указанным в п. 2.52.

Напряжениепо минимально сжатой грани составляет

s_b= N/A -M/W = 2,1/0,9 • 0,9 -0,444 • 6/0,9 • 0,9² =2,59 - 3,65 =
=-1,06 МПа.

Растягивающиенапряжения в бетоне, равные 1,06 МПа и определенные как в упругомтеле, меньше 2R_bt,ser = 2,0 МПа.

Следовательно,проверка ширины раскрытия трещин в подколоннике не производится.

РАСЧЕТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СЕТОК АРМИРОВАНИЯ
СТАКАНА

Рекомендуемоерасположение горизонтальных сеток показано на черт. 31.

Длякомбинации 3:

e₀ =M_x/N = 0,336/2,1 = 0,16 м <0,5l_с = 0,2 м,

поэтомурасположение сеток принято как для случая малых эксцентриситетов и ихчисло при глубине стакана 800 мм равно 5.

Требуемуюплощадь стержней одной сетки вычисляем по формуле (62) :

A_s^tr =M_kx/R_s=0,12 - 10⁴/365(0,70+ 0,65+ 0,6+0,5+ 0,3) = 1,20 см².

Принимаем4Æ8А-III А_s = 2,01 см²>A_s^tr = 1,20 см².Убираемвторую сетку сверху, тогда:

А_s^tr= 0,12 • 10⁴/365 (0,70 +0,60 + 0,50 + 0,30) = 1,56 см².

Принимаемчетыре сетки из 4Æ8А-III, расположение которых дано на черт. 35.

Черт.35. Расположение горизонтальных сеток армирования стакана фундамента

1 -горизонтальная сварная сетка; 2 - вертикальная сварная сетка

РАСЧЕТ ПОДКОЛОННИКА НА СМЯТИЕ
ПОД ТОРЦОМКОЛОННЫ

Определимнеобходимость постановки сеток, для чего проверим прочность бетонногосечения по условию (63)

N_c£R_b,locA_loc1 .

Величинупродольной сжимающей силы N_cпринимаем по формуле (26) с учетом понижения ее расчетной величинывследствие сцепления со стенками стакана: N_c= aN_max.Так как распределение местной нагрузки неравномерно и е₀> _lc/6,то = 0,75.

R_b,loc= j_bR_b ; j_b= = 1,48 ,

гдеA_loc2 - площадь сечения подколонника;

A_loc1- площадь дна стакана.

ТогдаR_b,loc = g_b2g_b9R_bj_b= 0,9 ×0,9 ×7,5 ×1,48 = 8,99 МПа. Определим величинуN_c по формуле (26) :

a = 1 -0,4R_bt A_cy/N,но не менее 0,85;

А_су = 2 (l_c+ b_c)d_c=2 (0,4 + 0,4) 0,75 = 1,2 м;

a= 1 - 0,4 ×0,66 × 0,9 ×0,9 × 1,2/2,1 = 0,88;

Nc = 2,4 ×0,88 = 2,11 MH.

Тогдаусловие прочности принимает вид

0,75 • 8,99 • 0,25 = 1,69MH < N = 2,11MH.

Следовательно,бетонное сечение но прочности не проходит и требуется постановкасеток косвенною армирования. Принимаем сетки размером 0,8´0,8м из стержней Æ6А-III с шагом 100 мм. Условие прочности поформуле (66) принимает вид

N £R_b,red A_loc1 ;

поформуле (67)

R_b,red =R_bj_loc,b + jm_xyR_s,xy j_loc,s,

j_b= ,

g_b2R_b = 0,9 × 7,5 =6,75 МПа ;

поформуле (70) j= 1/(0,23 + y),

гдепо формуле (71) y= m_xyR_s,xy / (R_b+ 10) ,

m_ху= (n_х A_sxlх + n_у A_syl_y)/A_ef,s = 2 •9 • 0,283 • 80/80 • 80 • 10 = 0,0064;

y= 0,0064 • 360/(0,9 •7,5 + 10) = 2,30 / 16,75 = 0,137 ;

j= = 2,72 ;

j_loc,s= 4,5 -3,5A_loc1/A_ef = 4,5 -3,5 • 50 •50/80 • 80 = 3,13.

Отсюда R_b,red= 6,75 • 1,48 + 2,74 • 0,0064 • 360• 3,13 = 10 + 19,8 =
=29,8 МПа.

Тогдаусловие прочности принимает вид

29,8 • 0,25 = 7,45 MH >N_c = 2,14 MH ,

следовательно,сечение no прочности проходит.

Произведемпроверку необходимого числа сеток из условия п. 2.51:

N_c£y R_b,locA_loc1,

гдеA_loc1 = (l_p + z)(b_p+ z) ,

z— расстояние от дна стакана до нижней сетки (при двух сетках z= 15 см) ;

A_loc1 = (0,5+ 0,15) (0,5 + 0,15) = 0,42 м²;0,75 • 8,99 • 0,42 =
= 2,83 МН >N_c = 2,14 МН.

Следовательно,достаточно двух сеток косвенногоармирования.

Пример2. Расчет внецентренно нагруженного фундамента с моментами вдвух направлениях

Дано:фундамент со ступенчатой плитной частью и монолитным сопряжениемподколонника с железобетонной колонной (черт. 36). Размеры подошвы,определенные из расчета основания по деформациям l´b = 4,5 ´3,6 м, подколонника в плане l_cf´b_cf= 1,2 ´0,9 м. Высота подколонника h_сf> 0,5 (l_cf - l_c),следовательно, проверка на продавливание выполняется от нижнегообреза подколонника (см. п. 2.6, 1-ю схему).

Черт. 36.Внецентренно нагруженный фундамент с моментами
в двухнаправлениях

Расчетныенагрузки на уровне подошвы фундамента, полученные из статическогорасчета надфундаментной конструкции с учетом коэффициента надежностипо назначению g_n= 0,95:

N= 4,8 МН (480 тc); М_x = 1,92МН×м(192 тс×м);M_y= 1,20 МН×м(120 тс×м);e_x = 0,4 м; е_у= 0,25 м; А = 16,2 м; W_x = 12,15м³; W_y= 9,72 м³.

Максимальныекраевые давления на грунт без учета собственного веса фундамента игрунта на его обрезах определяем по формуле (6)

Р_x,max= 4,8/16,2 + 1,92/12,15 = 0,296 +0,158 = 0,454 МПа (4,54 кгс/см³);

P_y,max= 4,8/16,2 + 1,2/9,72 = 0,296+ 0,123 = 0,42 МПа (4,2 кгс/см²).

Материалы:сталь класса А-III, R_s= 365 МПа (3750 кгc/см²), классбетона по прочности на сжатие В15, R_bt= 0,75 МПа (7,65 кгс/см²), g_b2= 1,1 (см. табл. 15 СНиП 2.03.01-84), R_b= 8,5 МПа (86,7 кгс/см²).

РАСЧЕТ ПЛИТНОЙ ЧАСТИ ФУНДАМЕНТА
НА ПРОДАВЛИВАНИЕ

Рабочуювысоту плитной части h_0,plопределяем по формуле (9) :

r= g_b2R_bt / p_max = 1,1• 0,75/0,454 = 1,82, c_l =0,5 (4,5 -1,2) = 1,65 м, c_b = 0,5(3,6 -0,9) = 1,35 м.

Вычисляем:

h_0,pl= -0,5×0,9 + =0,84 м .

Принимаемh_pl= 0,9 м с тремя ступенями высотой по 0,3 м; h_0,pl= 0,85 м.

Размерыступеней определим по прил. 3 (принимая c₁= c₁¢и с₂ = с₂¢).

Учитывая,что таблица составлена при g_b2= 1, а в нашем случае g_b2= 1,1, расчетные значения р_maxснижаем:

p_x,max= 0,454/1,1 = 0,413 МПа (4,13 кгс/см²);р_y,max= 0,42/1,1 = 0,382 МПа (3,82 кгс/см²).

Вылетступеней вдоль оси х:

для1-й ступени при h₁ = 0,3 м, р_х= 0,413 МПа (4,13 кгс/см²), b =3,6 м находим c₃ = 0,6 м при р =0,45 МПа (4,5 кгс/см²) >0,413 МПа (4,13 кгс/см²);

для2-й ступени при h₁ +h₂ = 0,6 м и b = 3,6 мнаходим c₂ = 1,05 м прир = 0,56 МПа (5,6 кгс/см²)> 0,413 МПа (4,13 кгс/см²);c₂ = 1,2 м приp = 0,38 МПа < 0,413 МПа - то есть вылет, равный 1,2 м, непроходит; c₁ = 1,65 - прочностьна продавливание проверена при определении h_0,pl.

Вылетступеней вдоль оси у:

с₃¢= 0,6 м при р = 0,475 МПа (4,75 кгс/см²)> 0,382 МПа (3,82 кгс/см²);

с₂¢= 1,05 м; c₁¢= 1,35 м.

ОПРЕДЕЛЕНИЕ СЕЧЕНИЯ АРМАТУРЫ ПОДОШВЫ
ФУНДАМЕНТА

Моменты,действующие по граням ступеней в направлении оси х, определим поформуле (44)

N= 4,8 МН (480 тc), М_x = 1,92МН×м(192 тс×м),е_x = 0,4 м, l = 4,5 м.

Всечении 1-1:

c_1-1= 1,65 м; = 4,8 ×1,65²(1 + 6 • 0,4/4,5 -4 ×0,4 ×1,65/4,5²) /2 • 4,5 = 2,04 MH×м(204 тс×м);

всечении 2-2:

c_2-2= 1,05м ; = 4,8 ×1,05² (1 +6 ×0,4/4,5 -4 • 0,4 • 0,6/4,5²)/ 2 • 4,5 = 0,853 MH×м(85,3 тс×м);

всечении 3-3:

с_3-3= 0,6 м; = 4,8 ×0,6² (1 + 6 ×0,4/4,5 -4 ×0,4 ×0,6/4,5²) / 2 ×4,5 = 0,285 МН×м(28,5 тс×м).

Определимплощадь сечения арматуры на всю ширину фундамента по формулам (42),(43).

Всечении 1-1:

a₀ =2,04 / 8,5 • 1,5 • 0,855² = 0,219,

потабл. 18 «Пособия по проектированию бетонных и железобетонныхконструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительногонапряжения арматуры»

n= 0,875; А_sl1 = 2,04 ×10⁴/365 ×0,875 ×0,855 = 74,7 см² ;

всечении 2-2:

a₀= 0,853/8,5 × 2,4 ×0,555² = 0,136; n = 0,9267;

A_sl2 = 0,853× 10⁴/365× 0,9267× 0,555 = 45,4 см²;

всечении 3- 3:

a₀= 0,285/8,5 × 3,6 ×0,255² = 0,143; n = 0,9225;

A_sl3 = 0,285× 10⁴/365× 0,922 ×0,255 = 33,2 см² .

Определяющимявляется число арматуры по грани подколонника. Принимаем 18Æ25A-III (88,4 см²).

Моменты,действующие по граням ступеней в направлении оси у, определим поформуле (44), заменяя величины М_x,e_0,x, l соответственно на М_у,e_0,y,b

N = 4,8 МН (480 тс), М_у= 1,2 МН×м(120 тс×м),е_0,y = 0,25м; b = 3,6 м.

Всечении 1-1:

c_1-1¢= 1,35 м; =4,8 ×1,35² (1 + 6 ×0,25/3,6 -4 ×0,25 ×1,35/3,6²) /2 ×3,6 = 1,59 МН×м(159 тс×м);

всечении 2-2:

c_2-2¢= 1,05 м; = 4,8 ×1,05² (1 + 6 ×0,25/3,6 -4 ×0,25 ×1,05/3,6²) /2 ×3,6 = 0,983 МН×м(98,3 тс×м);

всечении 3-3:

с_3-3¢= 0,6 м; = 4,8 ×0,6² (1+ 6 ×0,25/3,6 -4 ×0,25 ×0,6/3,6²)/ 2 x 3,6= 0,329 МН×м(32,9 тс×м).

Определимплощадь сечения арматуры на всю длину фундамента по формуле (43).

Всечении 1¢- 1' :

a₀ =1,59/8,5 × 2,4 ×0,835² = 0,112; n= 0,94;

A_sb = 1,59 ×10⁴/365 ×0,94 × 0,835 =55,5 см²;

всечении 2¢- 2':

a₀= 0,983/8,5 × 3,3 ×0,535² = 0,123; n = 0,935;

A_sb2 = 0,983× 10⁴/365× 0,935× 0,535 = 53,8 см²;

всечении 3¢- 3':

a₀= 0,329/8,5 ×4,5 ×0,235² = 0,156; n = 0,915;

A_sb3 = 0,329× 10⁴/365× 0,915× 0,235 = 41,9 см².

Определяющимявляется число арматуры по грани подколонника. Принимаем 22Æ18A-III (56 см²).

Проверяемподколонник как бетонный элемент с помощью прил. 4.

Прие_x = 0,40м + h_cf/30 = 0,4 + 1,2/30 = 0,44м < 0,45l_cf = 0,54 м и e_у= 0,25 м + b_cf/30 = 0,28 м >b_cf/6 = 0,15 м — бетонноесечение подколонника рассчитывается по 4-й форме сжатой зоны (прил.4)

l_cf= 1,2 м, b_cf = 0,9 м,x = 3(1,2/2 -0,44) = 0,48 м, у = 3(0,9/2 -0,28) = 0,51 м, А_b = (0,48 ×0,51)/2 = 0,12 м².

Проверяемпрочность бетона из условия N £R_b A_bс учетом коэффициента условий работы согласно табл. 15 СНиП2.03.01-84 для бетонных конструкций g_b9= 0,9

0,9 ×8,5 ×0,12 = 0,92 MH (92 тc) <N = 4,8 MH (480 тc).

Следовательно,подколонник должен быть выполнен железобетонным с постановкойарматуры по расчету железобетонных элементов.

Пример3. Расчет сборного железобетонного подколонника рамного типа дляздания с подвалом

Дано:кран грузоподъемностью Q = 1230 кН (125 тс)и полезной нагрузкой на перекрытии на отм. ±0,00р = 98 кПа (10тс/м²). Расчетная схема и нагрузки на сборный подколонникуказаны на черт. 37 и в табл. 13.

Черт. 37. Расчетнаясхема и нагрузки на сборный подколонник

Таблица13

Окончание табл.13

Обозначения,принятые в таблице:

g- постоянная равномерно распределенная нагрузка от перекрытияподвала;

g₁- собственный вес оголовка;

р- временная нагрузка от перекрытия;

G₁,Р₁ - постоянная и временная нагрузки от перекрытия;

G₂- собственный вес стойки подколонника;

P₂,P₃ - усилия от ветвей стальной колонны.

СилыP₂ и Р₃ действуют одновременно.

Классбетона по прочности на сжатие В25; R_b= 14,5 МПа (148 кгс/м²); P_bt= 1,05 MПа (10,7 кгс/см²).

E_b = 27 ×10³ МПа (275• 10³ кгс/см²), g_b2 = 1,1.

Коэффициентнадежности по назначению принимаем равным 1.

Врезультате статического расчета на ЭВМ получены усилия в стойках ипромежуточном ригеле подколонника. Подбор сечения арматуры в стойкахподколонника осуществлен с помощью ЭВМ.

Расчетоголовка подколонника произведен для свободно опертого элемента.Схема нагрузки, расчетная схема и эпюра перерезывающих сил приведенына черт. 38.

Черт. 38. Схеманагрузки на оголовок подколонника, эпюры М и N

Опорнаяреакция

А= 890 • 3 + 4480 + 6900 -8077 = 5973 кН (609 тс) ;

В= 890 • 1,5 + (6900 • 2,15 + 4480 •0,15)/2,3 = 8077 кН (823 тс).

Максимальныйизгибающий момент в оголовке определяем на расстоянии

х = (8077 -6900)/890 = 1,32 м; М_х = 8077(1,32 -0,35) - 6900(1,32 -0,5) -890 • 0,5 • 1,32²= 1401 кН×м (142,8 тc×м).

Расчетоголовка подколонника на действие поперечной силы по грани стойкиQ = 2470 кН (252 тc) и изгибающего момента впролете М = 1,4 МН×м(143 тс×м).

Ширинаоголовка 1500 мм, высота принята равной 1200 мм из учета заделкианкерных болтов диаметром 72—1100 мм.

Принимаемпоперечную арматуру 6Æ12А-I,шаг 300 мм

A_sw = 6,79см² , Е_s= 210 000 МПа(2,1 • 10⁶ кгс/см²),

R_sw = 175МПа (1800 кгс/см²).

Проверяемпрочность оголовка по сжатому бетону между наклонными трещинами изусловия (72) СНиП 2.03.01-84.

Q £0,3 j_w1j_b1 R_b b h₀; a =Е_s/E_b = 210 000/27 •10³ = 7,78 ;

m_w= A_sw/bs_w = 6,79/150 • 30 = 0,0015.

Поформулам (73), (74) СНиП 2.03.01-84 вычисляем:

j_w1= 1 + 5am_w= 1 + 5 • 7,78 • 0,0015 = 1,058 ;

j_b1= 1 - bR_b = 1- 0,001 •14,5 = 0,855 .

Тогда 0,3 j_w1j_b1 R_b b h₀= 0,3 • 1,058 • 0,855 • 14,5• 1,5 • 1,16 = 6,85 MH (698 тc) >Q = 2,47 MH (252 тc).

Условиевыполнено.

Проверяемусловие (75) СНиП 2.03.01-84, обеспечивающее прочность элемента понаклонным сечениям, проходящим по наклонной трещине, на действиепоперечной силы

Q £Q_b + Q_sw + Q_s,inc .

Поформулам (80), (81) СНиП 2.03.01-84 вычисляем

q_sw= 0,396МН×м(40,4 тс×м);

с₀=

=3,27 м >2h₀ = 2 ×1,16 = 2,32 м .

Принимаемс = 2,32 м, тогда Q_b + Q_sw +Q_s,inc = 2 • 1,05 •1,5 • 1,16² /2,32 + 0,396 • 2,32 = 2,75 MH (280 тc) > Q =2,47 MH (252 тc) .

Прочностьобеспечена.

Продольнуюарматуру оголовка определяем по изгибающему моментуМ = 1,4 MH (143 тc).

Принимаем6Æ32А-IIIА_s = 48,26 см²,R_s = 365 МПа (3750 кгс/см²).

Пользуясьформулой (29) СНиП 2.03.01-84, при А_s¢= 0 определяем х = R_s A_s /R_b b = 365 • 48,26/14,5 • 150 = 8,1 см,получаем x= x/h₀ =8,1/1,16 = 0,07.

Поформуле (26) СНиП 2.03.01-84: w= a-0,008 R_b = 0,85 -0,008 • 14,5 = 0,734 ;

поформуле (25) СНиП 2.03.01-84:

x_R= 0,563>x= 0,07 .

Приx<x_Rпрочность сечения проверяем по формуле (28) СНиП 2.03.01-84 при А_s¢= 0

R_b bx (h₀- 0,5х) = 14,5 • 1,5 •0,081 (1,16 - 0,5 • 0,081) =
=1,97 MH×м (201тс×м) > М =1,4 МН×м(143 тс×м).

Прочностьсечения обеспечена.

Расчетна местное сжатие в месте опирания ригеля перекрытия на подколонник.

Расчетнаянагрузка от ригеля

N = P₁+G₁ = 1590 +290 = 1,88 MH (191,6 тc) .

Необходимостькосвенного армирования при сжатии проверяем из условия (101) СНиП2.03.01-84:

N£yR_b,loc A_loc1 ; A_loc1= 50 • 20 = 1000 cм² (bригеля - 50 см); y= 0,75; a= 13,5 R_bt/R_b =13,5 ×1,05/14,5 = 0,977; A_loc2= 80 •20 = 1600 см²;

y_b= = 1,17 .

Поформуле (102) СНиП 2.03.01-84

R_b,loc = aj_b R_b= 0,977 • 1,17 • 14,5 = 16,6МПа (169 кгс/см²) ;

yR_b,loc A_loc1 = 0,75• 16,6 • 1000 • 10^-4= 1,25 MH (127 тc) <N =
= 1,88 MH (191,6 тc).

Условие(101) СНиП 2.03.01-84 не выполнено.

Вместе опирания ригеля на подколoнник ставим4 сетки косвенного армирования Æ6А-Iс ячейкой размером 100´100мм и шагом 100 мм.

Прочностьна местное сжатие подколонника с косвенным армированием проверяем изусловия (103) СНиП 2.03.01-84: N £R_b,red A_loc1 .

Поформулам (49) - (51) СНиП 2.03.01-84:

0,0063 ;

;

3,47 .

Поформуле (104) СНиП 2.03.01-84 при j_b= 1,17 <3,5 :

R_b,red = R_bj_b + jm_xy R_s,xyj_s= 14,5 × 1,17 + 3,47 ×0,0579 × 225 ×1 =
= 21,8 МПа (220 кгс/см²);

R_b,redA_loc1 = 21,8 ×0,1 = 2,18 МН(220 тс) >N = 1,88 МН (192 тс) .

Прочностьсечения обеспечена.

Пример4. Расчет сборно-монолитного железобетонного фундамента стальнойколонны

Дано:фундамент с монолитной плитной частью и сборно-монолитнымподколонником высотой h_cf = 6,0м, размерами в плане b_cf = 1,5м, l_cf = 3,0 м. Сборные элементыподколонника в виде плоских плит t = 0,2 м(черт. 39).

Черт. 39.Сборно-монолитный железобетонный фундамент

Расчетныенагрузки на уровне верха подколонника с учетом ветровых и крановыхнагрузок: N = 6 МН (600 тс), М = 8 МН×м(800 тс×м),Q = 0,42 МН (42 тс). С учетом коэффициента надежности поназначению для сооружений II класса g= 0,95:

N = 6 ×0,95 = 5,7 МН(570 тс); M =8 ×0,95 = 7,6 МН×м(760 тc×м);

Q = 0,42 • 0,95 = 0,4 МН (40 тс).

Расчетныеусилия по низу подколонника:

N+ G = 5,7 +1,1 ×0,022 ×3 ×1,5 ×6 = 6,35 МН (635 тc) ;

М= 7,6 +0,4 ×6 = 10,0МН×м(1000 тс×м).

Материалы:бетон монолитной части класса В12,5, R_b= 7,5 МПа (76,5 кгс/см²),R_bt = 0,66 МПа (6,75 кгс/см²),бетон сборных плит класса B25, R_b= 14,5 МПа (148 кгс/см²).

Приучете в данном сочетании кратковременных нагрузок (ветровых икрановых) принимаем g_b2= 1,1 (см. табл. 15 СНиП 2.03.01-84).

Длябетона монолитной части также учитываем коэффициенты g_b3= 0,85 и g_b5= 0,9 .

Тогда:

R_b = 7,5 ×1,1 × 0,85 ×0,9 = 6,32 МПа (64,3 кгс/см²); R_bt = 0,66 ×0,85 ´ 0,9= 0,505 МПа (5,1 кгс/см²) ;R_b = 14,5 • 1,1 = 15,95МПа (162,8 кгс/см²).

Продольнаяарматура сборных плит класса A-III

R_s = 365 МПа(3750 кгс/см²) ;

арматурныепетлевые выпуски из плит класса A-I

R_sw = 147МПа (1500 кгс/см²)- см. п. 3.31 .

ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТОГОЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПОДКОЛОННИКА

e₀ = 1,58 м; e_a = e₀ + 0,5(l_cf - t) = 1,58 + 0,5 (3- 0,2) =2,98 м;

DR_b= R_b- R_bm =15,95 - 6,32 = 9,63 МПа (98,5кгс/см²),

h₀ = 3 -2,9 м .

Поформулам (97) - (99) :

х= 2,9 -0,42 м ;

A_s= 14,3 см² .

Принимаем16Æ12A-III ; A_s = 18,1 см².

ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПЛОЩАДИ СЕЧЕНИЯ ПЕТЛЕВЫХ
АРМАТУРНЫХВЫПУСКОВ

Петлевыеарматурные выпуски установим с шагом s =1,2 м по высоте плит.

Поформуле (101)

A_sw³23 ×10^-4 м² = 23 см² .

Принимаемв каждом ряду 7 петлевых выпусков Æ16А-I, А_sw= 28,2 см², при этом процентармирования составит по формуле (102)

m= = 0,157 % > 0,15 %.

Условия(101) и (102) удовлетворены.

ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ЗАДЕЛКИ СБОРНЫХ ПЛИТ
ВСТАКАНАХ ПОДКОЛОННИКА

Глубиназаделки плит в стакан принимается 700 мм, глубина стакана 750 мм,размеры в плане понизу 300´1600мм, поверху 350´1650мм.

Бетонзамоноличивания стаканов класса В25

R_bt = 1,05 ×1,1 = 1,155 МПа (11,77кгс/см²) .

Сила,выдергивающая плиту из стакана:

N = А_sR_s = 0,00143 ×365 = 0,522 МН (53,6 тc) .

Поформулам (103) и (105): R_an¢= 0,18 R_bt ,

N_p= 2 × 0,75(0,325 + 1,625) × 0,18× 1,155 = 0,54MН (55 тс) > N =
=0,522 МН (53,6 тс) .

Поформулам (104) и (106):R_an¢¢= 0,2 R_bt;

N_p= 2 ×0,7 (0,2 + 1,5) ×0,2 ×1,155 = 0,55 > N = 0, 522MH (53, 6 тc).

Условия(103) сцепления бетона замоноличивания с бетоном стенок стакана и(104) - с бетоном сборных плит без учета шпонок в плитах —удовлетворены.

ПРИЛОЖЕНИЕ1

ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАБОЧЕЙ ВЫСОТЫh_0,plФУНДАМЕНТА

Дляцентрально-нагруженного фундамента

р= N / lb- кгс/см² ;

длявнецентренно нагруженного фундамента

р= N / lb+ 6М / l² b - кгс/см²;

A₃= b (l -0,5b + b_c-l_c)- м² .

Порядокопределения высоты фундамента Н₀показан стрелками на графике: по найденным значениям А₃ =11 м и g_b2R_bt / p = 3,0,

здесьR_bt - расчетное сопротивлениебетона растяжению, кгс/см² ;

g_bt- коэффициент условий работы бетона согласно табл. 15 СНиП2.03.01-84.

Позаданному значению b_c = 100 смнаходят рабочую высоту фундамента h_0,pl= 98,5 см.

Пр и ме ч ан и е. В случае, когда проверка напродавливание производится от нижнего обреза подколонника, величинаb_с заменяется величиной b_cf,l_c - величиной l_cf .

ПРИЛОЖЕНИЕ 2

МАКСИМАЛЬНОЕ ДЕЛЕНИЕ ГРУНТА НА ПОДОШВУ
ФУНДАМЕНТА ИЗ БЕТОНАB15