Компоновка и статический расчет поперечной рамы каркаса здания с мостовым краном

ЖБК Бейдель 1 ¦2.dwg

КОЛОННА К-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ.
КР 2708029-270114.8.222
Колонна К1 Ферма ФС1
Фундамент Ф1 Спецификация
изм. кол.уч лист док. подпись дата

Жбк чертеж Ермаков.dwg

КОЛОННА К-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ.
КР-2708029.270114.11.8.366
Одноэтажное промышленное здание с мостовыми кранами
Колонна К1 ферма ФС-1 фундамент Ф1; спецификация

1-й ЖБК КР Ермаков ¦2.doc

Компоновка поперечной рамы каркаса здания.
Здание отапливаемое однопролетное L = 24 м. Шаг колон 12 м. Мостовой кран в
пролете Q = 20 т. Снеговая нагрузка для III географического района ветровая для
Компоновка поперечной рамы.
Колонны сплошные. Привязка координатных осей «250» привязка осей крановых путей
КР – 2708029.270114.11.8.366 т
ИзмКол.уЛис№доПодписДат
Статический расчет поперечной рамы каркаса здания.
1 Определение нагрузок.
Постоянные нагрузки:
а) Собственный вес 1 м2покрытия:
Наименование элементов конструкции
Нормативная нагрузкаqn Н м2
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузкаq Н м2
Железобетонные крупнопанельные плиты покрытия с заливкой швов
Обмазочная пароизоляция
Асфальтовая стяжка 2 см
б) Расчетная нагрузка передаваемая фермой покрытия на крайнюю колонну:
Gbn= 108 кН – собственный вес фермы;
КР – 2708029.270114. 11.8.366 т
γf= 11 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1);
l2= 12 м – шаг колонн.
Расчетная нагрузка передаваемая балками покрытия на среднюю колонну:
в) Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и веса подкранового
Gcbn= 107 кН – собственный вес подкрановой балки;
кН м – вес подкранового пути.
г) Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:
Крайняя колонна надкрановая часть:
a*b= 05* 06 м – сечение верхней части колонны;
H1=3050 м – высота надкрановой части колонны;
γ= 25 кН м3– удельный вес железобетона;
γf= 11 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).
Крайняя колонна подкрановая часть:
а* с= 05* 08 м – сечение нижней части колонны;
Н= 135м – высота колонны;
д) Нагрузка от собственного веса самонесущих стен передается в данном случае
через фундаментные балки на фундаменты не оказывая существенного влияния на
Временные (кратковременно действующие) нагрузки:
а) Снеговая нагрузка:
Распределение снеговой нагрузки по покрытию принимается равномерным.
Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2площади покрытия:
Psnn= 1800 Н м2– нормативное значение веса снегового покрова на 1
м2горизонтальной поверхности дляIIIрайона строительства (СНиП 2.01.07-85
с= 1– коэффициент перехода веса от веса снегового покрова земли к снеговой
нагрузке на покрытие (СНиП 2.01.07-85 прил.3 схема 5);
γf= 14 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).
Расчетная нагрузка от снега на крайнюю колонну:
б) Вертикальная нагрузка от кранов:
Nnmin= (Q+ G) m- Nnmax
Q= 200 кН – грузоподъемность крана;
G= 360 кН – общий вес крана;
m= 2 – число колес на одной стороне крана.
Nnmin= (200+360) 2-220= 60кН.
Расчетные давления при коэффициенте надежности по нагрузкеγf= 11:
Расчетные максимальное и минимальное давления на колонну от двух сближенных
кранов определяю по линии влияния давления на колонну:
= 085 – коэффициент сочетания для кранов среднего режима работы (СНиП
Расчетная горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана с гибким
5 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза (СНиП 2.01.07-85 п.44);
Gт= 85 кН – вес тележки крана.
Горизонтальная нагрузка на колонну от поперечного торможения двух сближенных
в) Горизонтальная ветровая нагрузка:
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки:
=230Н м2– нормативное значение ветрового давления дляIрайона строительства
по ветровой нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.5);
с – аэродинамический коэффициент
с наветренной стороны с= 08
с подветренной стороны с= -06;
k– коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте (СНиП
На высоте 20 мk= 125 на высоте 10 мk= 10 для промежуточных высот
значениеkопределяю линейной интерполяцией.
В моем случае высота здания +174м а отметка верха колонны +135 м.
Среднее значение увеличения нагрузок на участке высотой (174- 10) м:
Расчетная ветровая нагрузка на каждую из колонн крайнего ряда расположенных с
шагом 12 мс наветренной стороны:
) Равномерно распределенная в пределах высоты колонны:
) Дополнительная сосредоточенная ветровая нагрузка на участке от 10 м до 135 м
получающаяся за счет разных коэффициентовk и приложенная на уровне верха
) Сосредоточенная ветровая нагрузка действующая на стену выше верха колонны на
участке от 135 м до 174 м:
Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне верха колонн:
W1= 0787+ 1056=11347кН.
С заветренной стороны:
) Равномерно распределенная нагрузка в пределах высоты колонны:
) Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка на уровне верха колонны:
W2= 11347* 06 08=851кН
В поперечной раме в продольном направлении ригель условно принимается абсолютно
жестким действие сил с наветренной и заветренной сторон здания принимается как
действие суммы этих сил приложенных с наветренной стороны:
W= W1+ W2= 11347+ 851=1986кН.
Расчет предварительно напряженной сегментной фермы.
1. Исходные данные для расчета.
В проекте принята типовая предварительно напряженная сегментная ферма марки
ПК-01-12978 пролетом 2394 м и весом 92 т. Фермы располагаются поперек здания с
Ферма изготавливается из бетона класса В40 имеющего:
Rb= 09* 224= 201МПа;
Rbt= 09* 143= 129МПа;
Прочность бетона в момент обжатия:
Rbр= 07* 40= 28 МПа.
Арматура (растянутая) канат:
Rs ser= Rsu= 1295МПа;
sp= 075* Rsu= 075* 1295= 970МПа.
Ненапрягаемая арматура класса А-Ш:
2. Определение усилий в элементах фермы.
Нормативные нагрузки.
Постоянная с учетом собственного веса фермы:
постоянная: от веса покрытия
q1n= 2970Н м2= 297 кН м2;
собственный вес фермы: 92 т= 92 кН
q2n= 92 2394= 0385 кН м2;
итого:qn= 297+ 0385= 336 кН м2.
Постоянная сосредоточенная (узловая):
Pu= 336* 12* 3= 12096 кН;
кратковременная (снеговая):
Psuu= 1800* 12* 3= 64800 Н= 648 кН.
Суммарная нормативная нагрузка:
Pn= 12096+ 648= 18576 кН.
Расчетные нагрузки.
q= 12096* 11= 13306 кН.
Psuu= 648* 18= 11664 кН.
Итого:p=q+Psuu= 13306+ 11664= 2497 кН.
Усилия в элементах фермы определялись графическим методом путем построения
диаграммы Максвелла-Кремоны от единичных сил приложенных в узлах фермы.
Постоянная нагрузка + длительная:
полная 16806+ 8164= 2497 кН;
% от 11664= 8164 кН.
Обозначение стержня
От единичного загружения
От постоянной и длительной нагрузок
3. Расчет нижнего пояса.
Расчет по первой группе предельных состояний (по прочности).
Наибольшее расчетное усилие в нижнем поясеN= 20725 кН
N= 20725* γn= 20725* 095= 19689
Где γn= 095 – коэффициент надежности.
Площадь сечения напрягаемой арматуры:
Asp= N (Rs*γsb)= 1968900 (108000* 115)= 158см2.
Площадь сечения одной пряди 15 К-7:
AspS= 158 1415= 112.
Принимаю 12 15 К-7 с фактической площадью поперечного сеченияAsp= 12* 1415=
Расчет по второй группе предельных состояний (по трещиностойкости).
Расчетное усилиеN= 19689 кН
Nnn= 19689 12= 164075кН.
Вид расчета и формула
Расчетное усилие γf> 1
Приведенное сечение
* 36+ 18* 105 (03* 105)* 1698= 11819см2
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение
Прочность бетона при обжатии
Коэффициент точности натяжения при расчете потерь
То же по образованию трещин
sp= 075*Rsu= 075* 1295= 970 МПа
Расчет по образованию трещин
Релаксация напряжений при механическом способе натяжения арматуры
= (022*sp Rs ser- 01)*sp
(022* 970 1295- 01)* 970= 732 МПа
От температурного перепада
От деформации анкеров
* 105*2 23940= 15Мпа
Усилие обжатия бетона с учетом потерь 1 23
P1= γsp*Asp* (sp- 1- 2- 3)* 10-1
* 1695* (970- 732- 812- 150)* 10-1= 1357 кН
Напряжение обжатия бетона от усилияP1
57*10 11819= 115Мпа
α= 025+ 0025* 28= 095>08
От деформации бетона вследствие быстро натекающей ползучести
5* 40* 115 28= 1396Мпа
Итого: первые потери
2+ 812+ 155+ 1396= 1839МПа
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь
61* 1698*10-1= 13348кН
Напряжения в бетоне от действияP01
348* 10 11819= 113Мпа
0* 085* 119 28= 542 МПа
Итого: вторые потери
Полные потери предварительного напряжения
39+ 942= 2781 МПа> 100 МПа
Напряжение в арматуре за вычетом потерь
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения
Δγsp= 05* Р sp* (1+ 1 √n)
* 485 970* (1+ 1 12)= 0027 01
Полное усилие обжатия бетона
P02=γsp*02* Asp* 01- (6+8+9)* As* 01
As= 226 (86 АI– огибающие стержни)
* 6919* 1698* 01- (1396+ 40+ 542)* 226* 01= 1033кН
Усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси:
Ncrc= γi* [Rbt ser* (A+ 2* α* As)+ P02]
5* [21* (30* 36+ 2* 646* 226)* 01+ 1033]= 1076кН Nnn= 164075кН
Так какNnn>Ncrc то необходим расчет на раскрытие трещин
Расчет по кратковременному раскрытию трещин
Расчетное нормативное усилие от действия всех нагрузок при γf= 1
Ширина раскрытия трещин
acrc=*φl**s Еs* 20* (3.5- 100*)*d13
= 85 (30* 32)= 000787
s= (Nnn-P02)Asp= (164075- 1033)* 10 1698= 3579 МПа
* 1* 12* 3579 (18* 105)* 20* (35- 100* 000885)* 1513= 03мм
4. Расчет верхнего пояса фермы.
Максимальное расчетное усилие в стержнях 5-д и 6-е:
Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от расчетных то для
унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с учетом γu= 095
N= 22473* 095= 21349кН
Nld= 15125* 095= 14368кН.
Сечение верхнего поясаb×h= 30* 30 см
Принимаю арматуру классаAIIIсRs= 365 МПа.
В расчете учитывается случайный эксцентриситет:
е0=h 30= 30 30= 1 см.
Геометрическая длина стержняl= 301 см.
Расчетная длина стержняl0= 09*l= 09* 301= 271 см.
i= √h2 12= √ 302 12= 86 см.
λ=l0i= 271 86= 315> 14
необходимо учитывать влияние прогиба:
Ncr= 64* Eb l02* [I φl* (011 (01+ е)+ 01)+ α* Is]
ГдеI= 30* 303 12= 67500 см4;
= 1 – для тяжелого бетона;
α= Еs Еb= 2* 105 (0325* 105)= 6154;
Is=* b* h0* (05* h- a)2= 001* 30* 26* (05* 30- 4)2= 9438см4;
M1=M+N* (h0- а) 2= 0+ 21349* (26- 4) 2= 234839 кН см;
е= е0h= 001 03= 0033;
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2= 05- 001* (271 30)- 001* 22* 09=
Ncr= 64* 32500* 100 2712* [67500 167* (011 (01+ 0212)+ 01)+ 6154*
38]= 6826* 105Н = 6826 кН.
Коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного
= 1 (1- N Ncr)= 1 (1- 21349 6826)= 145.
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия
растянутой арматуре:
е=е0*+ 05* h- a= 1* 145+ 05* 30- 4= 1245см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
R= (1+sR 500* (1- 11)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25) где
– характеристика сжатой зоны бетона
= α- 0008* γb2*Rb= 085- 0008* 09* 22= 0692 (СНИП 2.03.01-84 ф.26);
R= 0692 (1+ 365 500* (1- 0692 11))= 0545.
Относительная продольная сила:
n1= N (γb2* Rb* b* h0)= 2134900 (09* 22* 30* 26* 100)= 138>R= 0545
m=N*e (γb2*Rb*b*h02)= 2134900* 1245 (09* 22* 100* 30* 262)= 066;
приn1=0812> R= 0545 требуемая площадь симметрично расположенной арматуры:
Аs= As= (γb2* Rb* b* h0) Rs* (m- n1* (1- 05* n1)) (1-)= (09* 22* 100*
* 26) (365* 100)* (066- 138 * (1- 05* 138)) (1- 0154) 0
Следовательно по расчету на внецентренное сжатие с учетом влияния прогиба при
принятом сечении пояса 30×30 см арматура не требуется.
Арматура назначается из конструктивных соображений:
Аs=As= * А= 001* 30* 30= 9 см2
Принимаю 418 АIIIс Аs= 1018 см2.
5. Расчет элементов решетки.
Рассмотрю растянутые элементы:
раскосы (а-б) и (и-к)
N= 3246 кН (Nld= 2185 кН) с учетом коэффициента γu= 095:
N= 3246* 095= 30837 кН;
Nld= 2185* 095= 2076 кН.
Сечение раскосов 15×25 см. Арматура классаAIIIсRs= 365 МПа требуемая площадь
рабочей арматуры по условию прочности:
Аs=NRs= 308370 (365* 100)= 84 см2;
Принимаю 418 АIIIс Аs= 1018 см2. Определяю ширину длительного раскрытия трещин
аcrcпри действии усилий от постоянных и длительных нагрузок учитываемых с
коэффициентом γf= 1.
аcrc=*φl**s Еs* 20* (35- 100*)*d13= 12* 145* 1* 1602 (2* 105)*
* (35- 100* 001)* 1013= 015 мм [acrc]lin= 02 мм.
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяет условию
Аналогично армирую остальные раскосы и стойки так как усилия в них меньше чем
для крайних раскосов армируем конструктивно 410 АIII.
Длину заделкиlanнапрягаемой арматуры принимают для канатов диаметром 12 – 15
ммlan= 150 мм для проволоки периодического профиля – 100 мм и для стержневой
арматуры 35d гдеd– диаметр стержня.
ГдеN= 20725* 095= 19689 кН – расчетное усилие 1 стержня 1-г нижнего пояса;
Аs= 02* 1968900 (365* 100)= 108 см2.
Принимаю 420AIIIс Аs= 1256 см2.
Длина заделкиlan= 35*d= 35* 20= 70 см.
Расчет поперечной арматуры в опорном узле:
Nw= (N-Nsp- Ns) ctg α
Nw= (19689- 6235- 1834) 18= 6456кН.
Площадь сечения одного поперечного стержня:
Asw=Nw (n*Rsw)= 645600 (20* 290* 100)= 113 см2 где
Rsw= 290 МПа (приd> 10 мм классаAIII);
n– количество поперечных стержней в каркасах пересекаемых линией АВС т.е.
поперечные стержни по расчету не нужны.
Принимаю конструктивно 10AIIIс шагом 100 мм.
Площадь поперечного сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определю по
Nos= 004* (D1+ 05*D2) где
D1иD2– усилия в растянутых раскосах а при наличии одного растянутого раскоса:
ПриD1=N(а-б)= 30837 кН
Nos= 004* 30837= 1234кН;
Аs= Nos (n* Rso)= 12340 (2* 90* 100)= 069см2.
Принимаю 10 АIIIс Аs= 0785 см2.
1 Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А.
Колонна К1 по оси А имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.
1.1 Исходные данные для расчета.
Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном
Rb= 85 МПаRbt= 075 МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.13)
Еb= 205* 103МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.18).
Арматура класса АIIId> 10 мм:
Rs=Rsc= 365 МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.22)
Еs= 20* 104МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.29).
1.2 Надкрановая часть колонны.
Ширина сеченияb= 50 см высотаh= 60 см а= а= 4 см полезная высота сечения:
h0= h- a= 60- 4= 56см.
Подбор сечения арматуры произведу по наибольшим расчетным усилиям в
сеченииII–II в котором наиболее опасными являются комбинации усилий
приведенные в таблице:
Комбинация усилийIIa(Mmin)
Расчетная длина надкрановой части колонны:
l0= 2*H1= 2* 3050= 61 м (СНИП 2.03.01-84 табл.32).
В комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка:
λ= l0 i= 610 1732= 3522> 14 (СНИП2.03.01-84п.3.3)
следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
[pic](СНИП 2.03.01-84 ф.58).
Ориентировочно назначаю коэффициент армирования = 0004.
α= Еs Еb=20* 104 205* 103= 98.
Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:
е0= МN= 2976 572= 52 см> еа=h 30= 2 см (СНИП 2.03.01-84 фп.3.2 1.21)
следовательно случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.
I= b* h3 12= 50* 603 12= 900000см4.
φl= 1+* Мl1M1(СНИП 2.03.01-84 ф.21) где
= 1 – коэффициент принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;
Мl1=Ml+Nl* (h0-a) 2= 30+ 572* (056- 004) 2= 17872 кН м – момент
относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый длительно
действующей частью силыNот постоянных и временных длительных нагрузок;
M1=M+N* (h0-a) 2= 2976+ 572* (056- 004) 2= 17848кН м – момент
относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый силойN;
φl= 1+ 1* 17872 17848= 2.
e= е0h= 52 60= 0086 (СНИП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2=05- 001* (610 60)- 001* 85* 11=
Is= * b* h0* (05* h2- a)2= 0004* 50* 56* (05* 602- 4)2= 75712см4;
φp= 1 – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на
жесткость элемента;
Ncr= 64* 20500* 100 6102*[900000 2*(01101+ 03+ 0.1)+ 98*75712]= 8566*
= 1 (1-NNcr)= 1 (1-5728566)= 107(СНИП2.03.01-84ф.19).
е=е0*+ 05* h- a= 52* 107+ 05* 60- 4= 3156см.
При условии что Аs=As высота сжатой зоны:
X= N (γb2* Rb* b)= 572* 1000 (11* 85* 100* 50)= 1224см.
Относительная высота сжатой зоны:
=Xh0= 1224 56= 022 (СНИП 2.03.01-84 п.3.16).
R= (1+sRsc.u* (1- 1.1)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25) где
= α- 0008*Rb= 085- 0008* 85= 0782 (СНИП 2.03.01-84 ф.26);
R= 0782 (1+ 365 400* (1- 0782 11))= 062.
= 022 R= 062 (СНИП 2.03.01-84 п.3.20);
Аs= As= (N* e- Rb* b* X* (h0- 06* X)) (Rsc* (h0- a))= (572* 1000* 3156- 85*
0* 50* 1225* (56- 06* 1225)) (365* 100* (56- 4))= -383см2.
Следовательно арматуры по расчету не требуется и берем ее по конструктивным
Принимаю 316 с Аs= 603 см2.
1.3 Подкрановая часть колонны.
Подбор сечения арматуры буду производить по наибольшим расчетным усилиям в
Размеры подкрановой части колонны:
b= 50 см;h= 80 см; а= а= 4 см;h0= 76 см.
В сеченииIV–IVдействуют комбинации усилий представленные в таблице:
Во все комбинации усилий входит крановая нагрузка поэтомуRbберется с
Усилия от длительно действующей нагрузки:
Расчетная длина подкрановой части колонны:
l0= 15*H1= 15* 1045= 1568 м (СНИП 2.03.01-84 табл.32).
λ= l0 i= 1568 231= 6788 > 14 (СНИП2.03.01-84п.3.3)
е0= МN= 57268 140181= 041 м= 41 см> еа=h 30= 26 см (СНИП 2.03.01-84
I= b* h3 12= 50* 803 12= 213* 105см4.
φl= 1+ *Мl2 M2(СНИП2.03.01-84ф.21)
где = 1 – коэффициент принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;
Мl2=Ml+Nl* (h0-a) 2= 415+ 8574* (076- 004) 2= 35016 кН м – момент
M2=M+N* (h0-a) 2= 57268+ 8574* (076- 004) 2= 88134 кН м – момент
φl= 1+ 1* 35016 88134= 140.
e= е0h= 41 80= 051 (СНИП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2=05- 001* (1568 80)- 001* 85* 11=
Is= * b* h0* (05* h2- a)2= 0004* 50* 76* (05* 802- 4)2= 196992см4;
Ncr= 64* 20500* 100 15682*[2130000 14*(01101+0 51+ 01)+ 98*196992]=
= 3306* 105Н= 3306 кН.
= 1 (1-NNcr)= 1 (1-1401813306)=173(СНИП2.03.01-84ф.19).
е=е0*+ 05* h- a= 41* 173+ 05* 80- 4= 1069см.
X= N (γb2* Rb* b)= 140181* 1000 (11* 85* 100* 50)= 30см.
=Xh0= 30 76= 039 (СНИП 2.03.01-84 п.3.16).
R= (1+sRsc.u* (1- 11)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25)
где – характеристика сжатой зоны бетона
= 039 R= 062 (СНИП 2.03.01-84 п.3.20);
Аs= As= (N* e- Rb* b* X* (h0- 06* X)) (Rsc* (h0- a))= (140181* 1000* 10693-
* 100* 50* 30* (76- 06* 30)) (365* 100* (76- 4))= 289см2.
Принимаю 336 с Аs= 3054 см2.
Расчет колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не провожу так
λ=l0i= 1568 144= 1088> λ= 6788 где
i= √b2 12= √502 12= 144см.
Расчет на усилия возникающие при транспортировании и монтаже.
Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны при монтаже
и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты.
Изгибающий момент в опасном сечении а – а:
Ма=b*h*γ*l12 2*kдин
Где γ= 25 кН м3– удельный вес железобетона;
kдин= 16 – коэффициент динамичности (СНИП 2.03.01-84 п.1.13);
Ма= 05* 06* 25* 3052 2* 16= 5581* 105Н см.
Требуемое количество арматуры в сеченииII–IIпри изгибе в плоскости
граниh(при γb2=09) (СНИП 2.03.01-84 табл.15):
A0=Ма (γb2* Rb* b* h02)= 5581* 105 (09* 85* 100* 50* 562)= 0046;
Аs=Ма (* Rs* h0)= 5581* 105 (0974* 365* 100* 56)= 28см2.
Принимаю 312АIIIс Аs= 339 см2.
1.4. Расчет подкрановой консоли.
Размеры консоли показаны на рисунке.
Достаточность этих размеров проверяю из условия:
Qc≤ 08* φ2*Rb*b*lb*s
lb= lsup* sin (СНИП2.03.01-84ф. 85).
Qc= 085* Dmax+ Gcb= 085* 242+ 1375= 3432кН.
h= 145 м;h0= 14 м;h1= 09 м;bc= 055 м; а= 02 м; α= 45°.
Проверяю возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:
loc= Qc (b* lsup)= 3432 (05* 03)= 2288кПа= 23МПа 85МПа.
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
32 кН 35* 075* 100* 50* 140= 18375 кН т.е. размеры сечения консоли
удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.
Qc≤ 08* φ2*Rb*b*lb*sin
Где φ2= 1+ 5* α* 1= 1+ 5* 98* 0006= 029 – коэффициент учитывающий влияние
хомутов распложенных по высоте консоли;
α= Еs Еb=20* 104 20.5* 103= 98;
= Аsb*s= 152 50* 50= 0006;
Qc= 3432кН 08* 029* 85* 100* 50* 17* 097= 16259кН.
Определю площадь сечения продольной рабочей арматуры Аsиз условия прочности на
действие изгибающего момента по грани примыкания консоли к колонне:
Мc= 125*Qc* (а+ 08- 06)= 125* 3432* 04= 1716 кН м
Принимая во внимание что в сжатой зоне консоли имеется большое количество сжатой
арматуры определяю площадь растянутой арматуры:
Аs= Мс (Rs* (h0- а))= 1716* 105 (365* 100* (140- 5))= 348 см2;
из конструктивного минимума имею:
Аs= 0002*bc*h0= 0002* 50* 140= 140 см2
что больше Аs= 348 см2.
Принимаю продольную арматуру 422АIIIс фактической Аs= 152 см2.
Суммарная площадь отогнутых стержней и наклонных хомутов пересекающих верхнюю
половину линии длинойl соединяющей точки приложения силыQcи сопряжение нижней
грани консоли и колонны должна быть не менее:
Аinc min= 0002* bc* h0= 0002* 50* 140= 140см2.
Принимаю 422АIIIс Аs= 152 см2.
Расчет фундамента под колонну по оси А.
1. Определение усилий.
На фундамент передаются усилия от колонны (сечениеIV–IV) веса стены и
фундаментной балки веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновые панели из
легкого бетона размерами 12×03×120 весят 40 кН; до отметки 156 м укладываются
панелей высотой 12 м.
Суммарная высота двух оконных проемов 84 м (05 кН м2). Вес фундаментной балки
кН. Нормативная нагрузка от веса стены:
Gn=40* 6+51+ 84* 12* 05= 3414 кН.
Расчетная нагрузка:
G= 3414* 11= 37554 кН.
е01= 05* (03+ 08)= 055 м.
Усилия действующие на уровне подошвы фундамента:
Mf= M3+ Q3* Hf+ G*е01
гдеM3Q3иN3– усилия от колонны в сеченииIV–IVна уровне обреза
фундамента.Hf= 155 (высота фундамента назначается на стадии эскизного
Нормативные усилия получаю путем деления расчетных усилий на усредненный
коэффициент перегрузки γ= 115.
2. Определение размеров подошвы фундамента.
Размеры подошвы фундамента определяю по наибольшему усилию для расчета
поIIгруппе предельных состояний (комбинация 6) по формуле:
Af= 105* Nser (R0- γm* H1)где
5 – коэффициент учитывающий влияние момента;
R0= 240 кН м2– условное расчетное давление на грунт основания;
γm= 20 кН м3– вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах;
H1= 17 м – глубина заложения фундамента.
Af= 105* 15603 (240- 20* 17)= 795 м2.
Задаюсь соотношением сторон подошвы фундамента:
а= √ 795 08= 315 м.
Размеры подошвы фундамента в плане рекомендуется брать кратными 300 мм в связи с
чем принимаю размеры фундамента а= 33 м тогдаb= 08* 33= 264 с условием
кратности 300 мм принимаюb= 30м.
Фактическая площадь подошвы фундамента:
Принятые размеры подошвы фундамента проверяю на действие комбинаций усилий для
расчета поIIгруппе предельных состояний из следующих условий:
Комбинация усилий 4.
Эксцентриситет силы Мser веса фундамента и грунта на его уступах:
е0=Мser (Nser+ γm* H1* a* b)= 2535 (1087+ 20* 17* 33* 30)= 018ма6=
Следовательно сила лежит в пределах ядра сечения.
Вычислю краевые значения давления на грунт:
max Pser= (Nser+ Gser)А* (1+ 6*е0а)
max Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1+ 6* 018 33)= 1908кНм2 12 R=
min Pser= (Nser+ Gser)А* (1- 6*е0а)
min Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1- 6* 018 33)= 967кНм2> 0.
Pser= (max Pser+ min Pser) 2
Pser= (1908+ 967) 2= 14375кНм2 R= 240кНм2.
Комбинация усилий 5.
е0=Мser (Nser+ γm* H1* a* b)= 7041 (1087+ 20* 17* 30 * 33)= 049ма6=
max Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1+ 6* 049 33)= 2719кНм2 12 R=
min Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1- 6* 049 33)= 1568кНм2> 0.
Pser= (2719+ 1568) 2= 1438кНм2 R= 240кНм2.
Таким образом принятые размеры фундаментов достаточны.
3. Расчет прочности тела фундамента.
Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В125;Rbt= 066 МПа= 673 кгс см2=
3 кН м2 арматура из горячекатаной стали класс АIIсRs= 280 МПа.
Расчет на продавливание плитной части фундамента при стаканном сопряжении сборной
Определяю высоту плитной части фундамента из расчета на продавливание от нижнего
обреза подколонника для случая монолитного его сопряжения с плитой.
Назначаю размеры подколонника:
hcf=hc+ 2*+ 2*cf= 08+ 2* 0075+ 2* 02= 135 м где
= 0075 – зазор между колонной и стенкой подколонника;
cf= 02 – минимальная толщина стенки.
bcf=bc+ 2*+ 2*cf= 06+ 2* 0075+ 2* 02= 115 м.
Принимаю размеры стаканаhcf= 15 м иbcf= 12 м.
Вычисляю наибольшее давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса
фундамента и грунта на его уступах на усилия комбинаций 1 2 3.
maxP=N1Af+M1W= 12329 99+ 3008* 6 (30* 332)=1798 кН м2.
maxP=N2Af+M2W= 12329 99+ 8003* 6 (30* 332)=2715 кН м2.
maxP=N3Af+M3W= 17773 99+ 881* 6 (30* 332)=3413 кН м2.
Для расчета принимаю максимальное краевое давлениеmaxP= 3413 кН м2.
С учетом защитного слоя арматуры равного 7 см и рекомендаций принимаю плиту
фундаментаh1= 45 см;h0= 45- 7= 38 см.
Высота подколонной части:
Hcf= Hf- h1= 155- 045= 11м.
ПриHcf= 11м> (hcf- bcf) 2= (15- 12) 2= 015.
Проверку крайней грани на продавливание следует производить от нижнего обреза
подколонника для чего вычисляю:
- среднее арифметическое величины периметров верхнего и нижнего основания
пирамиды продавливания:
Umн= (bcf+hcf)+ (bcf+h0)+ (hcf+h0)= (12+ 15)+ (12+ 038)+ (15+ 038)= 616
- площадь многоугольникаABCDG на которую действует продавливающая сила:
А0= 05 *b* (a- hcf- 2* h0)- 025* (b- bcf- 2* h0)2= 05* 30* (33- 15- 2*
8)- 025* (30- 12- 2* 038)2= 047м2.
Расчетная продавливающая сила действующая на рассматриваемую грань:
P= А0*maxP= 047* 3413= 1604 кН.
Nser=γ*Rbt*Umн*h0= 1* 673* 616* 038= 4041 кН>P=1604 кН
т.е. прочность рассматриваемой грани обеспечена.
Проверяю прочность плиты на поперечную силу:
с= 05* (а-hcf- 2*h0)= 05* (33- 15- 2* 038)= 052 м
Q=maxP* с= 3413* 052= 1775 кН φb3*Rbt*Umн*h0= 06* 673* 616* 038=
где φb3= 06 для тяжелого бетона.
Следовательно прочность плиты на действие поперечной силы обеспечена.
4. Определение сечения арматуры подошвы фундамента.
Сечение арматуры укладываемой параллельно сторонеа определяю по изгибающему
моменту в сеченииI–I:
МI-I= 1 24* (a- hcf)2* (P1+ 2* max P)* b
ГдеP1= N4 Af+ M4 W* k= 17773 99+ 881* 6 (3* 332)* 045= 2523кНм2;
K= hcf a= 15 33= 045;
МI-I= 1 24* (33- 15)2* (2523+ 2* 3413)* 30= 3786кНм.
Аs1=МI-I (09* h0* Rs)= 3786* 105 (09* 38* 280* 100)= 395см2.
Принимаю в продольном направлении 20 стержней 14 мм с шагом 12 см и
Аs= 402 см2> Аs1= 395.
Сечение арматуры укладываемой параллельно сторонеb определяю по изгибающему
моменту в сеченииII–II:
МII-II= 1 8* (b- bcf)2* P2* aгде
P2= N4 Af= 17776 99= 1796кНм2;
МII-II= 1 8* (3- 12)2* 1796* 33= 240кН м.
АsII= МII-II (09*h0*Rs)= 240* 105 (09* 38* 280* 100)= 2506 см2.
Принимаю 20 стержней 14 мм с шагом 15 см и
Аs= 3076 см2> Аs1= 2506 см2.
5. Расчет подколонника.
Отношениеcfh1= 0275 045= 061 075
Следовательно стаканная часть фундамента рассчитывается как железобетонный
элемент и армируется продольной и поперечной арматурой.
Принимаю глубину стакана колонныh= 100см что удовлетворяет условию анкеровки
h0= 25*d+= 25* 36+ 5= 95 см
(d– диаметр продольной арматуры колонны К1)
и условию заделки колонныh≥hc= 80 см.
Площадь сечения продольной арматуры определяю из расчета на внецентренное сжатие
коробчатого сечения на уровне дна стакана.
Усилия на уровне дна стакана (сечениеIV–IV):
МIV= -572 кН м;NIV= 14018 кН;QIV= -636 кН;
G= 37554 кН;G* е01= -2066 кН м; е01= 055
M=MIV+QIV*hc+G* е01= -572- 6359* 10- 2066= -8422 кН м.
N= NIV+ G= 140181+ 37554= 177735кН.
Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести сечения:
е0= МN= 8422 177735= 047 м = 47см;
эксцентриситет усилия относительно центра тяжести растянутой арматуры:
е= е0+hcf 2- а+ еа= 47+ 150 2- 35+5= 1235 см
еа=hcf 30= 150 30= 5 см;
h0= 150- 35= 1465 см.
Привожу коробчатое сечение к двутавровому.
γb1*Rb*b*h= 11* 7* 120* 30= 27720 МПа* см2= 2772 кН>N= 177735 кН.
Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке.
= N (γb1* Rb* b* h0)= 17773* 10 (11* 7* 120* 1465)= 0131= 055;
= N* e (γb1* Rb* b* h02)= 17773* 10* 1235 (11* 7* 120* 14652)= 011;
Аs=Аs= (γb1* Rb* b* h0) Rs* (-* (1- 2) (1-))
Где = аh0= 35 1465= 003;
Аs= Аs= (11* 7* 120* 1465) 280* (011- 0131* (1- 0131 2) (1- 003))0.
По расчету арматура не требуется и назначается конструктивно. Принимаю
минимальный процент армирования min= 00005 от площади поперечного сечения
А= 2*bcf* 1+bp* (hcf- 2* 1)= 2* 120* 3+ 60* (150- 2* 30)= 12600 см2;
Аs= Аs= 00005* 12600= 63 см2.
Устанавливаю с каждой стороны сечения стакана по 612 АIIIс Аs= Аs= 679 см2.
Поперечную арматуру определяю из расчета на изгибающий момент по наклонному
сечению проходящему через верхние ребра стакана и условную ось поворота колонны.
Эксцентриситет усилия:
е0р= е0+ еа= 47+ 5= 520 см;
е0р= 520>hс 6= 133 см
Следовательноy= 07* е0р= 07*520=364 см.
В качестве поперечного армирования принимаю сварные сетки из арматуры класса
АIсRsw= 175 МПа. Шаг сеток 10 см по всей высоте стакана.
Площадь сечения поперечных стержней одной сетки в направлении действия
изгибающего момента по формуле:
Аw= [MIV+QIV*h-NIV*y+G* (е01-y)] (Rsw*Σzx)
Аw= [572* 105+ 6359* 10- 1401810* 364+ 375540* (55- 364)] (175* 100* 550)=
Необходимое сечение одного стержня:
fw= Аw 4= 136 4= 034 см2.
Принимаю минимально допустимый диаметр стержня 8 мм сfw= 0503 см2; Аw= 4*
Проверяю прочность стакана на местное сжатие при осевом приложении силыN=
α= 1 для бетона марки ниже В25.
φb= (Аloc2 Аloc1)13= (18000 4000)13= 165 25.
Rbloc= α* φb*Rb= 1* 165* 75= 124 МПа.
N= 177735 кН *Rbloc* Аloc1= 1* 124* 100* 4000= 4960 кН.
= 1 при равномерном распределении нагрузки т.е. прочность бетона на местное
сжатие обеспечена косвенного армирования не требуется.
Используемая литература.
Бетонные и железобетонные конструкции: СНиП 2.03.01-84. - М. 1989.- 84 с.
Основания зданий и сооружений: СНиП 2.02.01-83. – М. : Стройиздат 1985. – 40 с.
Примеры расчета железобетонных конструкций. А.П. Мандриков. –М.: Стройиздат
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеА.Б. Голышев В. Я.
Бачинский В. П. Полищук А. В. Харченко И. В. Руденко; Под ред. А. Б. Голышева.
– 2-е изд. пераб. И доп.- К.: Будивельник 1990. – 544с.
Трепененков Р. И. Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий:
Учеб. Пособие для вузов.- 3-е изд. перераб. И доп. – М.: Стройиздат 1980.- 284
Основные сочетания нагрузок
Усилия в сеченииIV–IVколонны по оси А кН м кН
Усилия от стены кН м кН
Суммарные усилия на уровне подошвы фундамента кН м кН
Нормативные значения
КП – 2708029.270114. 11.8.366 т

Жбк чертеж Бейдель.dwg

КОЛОННА К-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ.
КР-2708029.270114.09.8.222
Одноэтажное промышленное здание с мостовыми кранами
Колонна К1 ферма ФС-1 фундамент Ф1; спецификация

ЖБК Ермаков 1 ¦2.dwg

КОЛОННА К-1. СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ.
КР 2708029-270114.8.366
Колонна К1 Ферма ФС1
Фундамент Ф1 Спецификация
изм. кол.уч лист док. подпись дата

1-й ЖБК КР Бейдель СВ ¦2.doc

Компоновка поперечной рамы каркаса здания.
Здание отапливаемое однопролетное L = 24 м. Шаг колон 12 м. Мостовой кран в
пролете Q = 20 т. Снеговая нагрузка для III географического района ветровая для
Компоновка поперечной рамы.
Колонны сплошные. Привязка координатных осей «250» привязка осей крановых путей
КР – 2708029.270114.09-8.222 т
ИзмКол.уЛис№доПодписДат
Статический расчет поперечной рамы каркаса здания.
1 Определение нагрузок.
Постоянные нагрузки:
а) Собственный вес 1 м2покрытия:
Наименование элементов конструкции
Нормативная нагрузкаqn Н м2
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузкаq Н м2
Железобетонные крупнопанельные плиты покрытия с заливкой швов
Обмазочная пароизоляция
Асфальтовая стяжка 2 см
б) Расчетная нагрузка передаваемая фермой покрытия на крайнюю колонну:
Gbn= 108 кН – собственный вес фермы;
КР – 2708029.270114. 09-8.222 т
γf= 11 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1);
l2= 12 м – шаг колонн.
Расчетная нагрузка передаваемая балками покрытия на среднюю колонну:
в) Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановой балки и веса подкранового
Gcbn= 107 кН – собственный вес подкрановой балки;
кН м – вес подкранового пути.
г) Расчетная нагрузка от собственного веса колонн:
Крайняя колонна надкрановая часть:
a*b= 05* 06 м – сечение верхней части колонны;
H1=3050 м – высота надкрановой части колонны;
γ= 25 кН м3– удельный вес железобетона;
γf= 11 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).
Крайняя колонна подкрановая часть:
а* с= 05* 08 м – сечение нижней части колонны;
Н= 135м – высота колонны;
д) Нагрузка от собственного веса самонесущих стен передается в данном случае
через фундаментные балки на фундаменты не оказывая существенного влияния на
Временные (кратковременно действующие) нагрузки:
а) Снеговая нагрузка:
Распределение снеговой нагрузки по покрытию принимается равномерным.
Расчетная снеговая нагрузка на 1 м2площади покрытия:
Psnn= 1800 Н м2– нормативное значение веса снегового покрова на 1
м2горизонтальной поверхности дляIIIрайона строительства (СНиП 2.01.07-85
с= 1– коэффициент перехода веса от веса снегового покрова земли к снеговой
нагрузке на покрытие (СНиП 2.01.07-85 прил.3 схема 5);
γf= 14 – коэффициент надежности по нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.1).
Расчетная нагрузка от снега на крайнюю колонну:
б) Вертикальная нагрузка от кранов:
Nnmin= (Q+ G) m- Nnmax
Q= 200 кН – грузоподъемность крана;
G= 360 кН – общий вес крана;
m= 2 – число колес на одной стороне крана.
Nnmin= (200+360) 2-220= 60кН.
Расчетные давления при коэффициенте надежности по нагрузкеγf= 11:
Расчетные максимальное и минимальное давления на колонну от двух сближенных
кранов определяю по линии влияния давления на колонну:
= 085 – коэффициент сочетания для кранов среднего режима работы (СНиП
Расчетная горизонтальная нагрузка от поперечного торможения крана с гибким
5 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза (СНиП 2.01.07-85 п.44);
Gт= 85 кН – вес тележки крана.
Горизонтальная нагрузка на колонну от поперечного торможения двух сближенных
в) Горизонтальная ветровая нагрузка:
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки:
=230Н м2– нормативное значение ветрового давления дляIрайона строительства
по ветровой нагрузке (СНиП 2.01.07-85 табл.5);
с – аэродинамический коэффициент
с наветренной стороны с= 08
с подветренной стороны с= -06;
k– коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте (СНиП
На высоте 20 мk= 125 на высоте 10 мk= 10 для промежуточных высот
значениеkопределяю линейной интерполяцией.
В моем случае высота здания +174м а отметка верха колонны +135 м.
Среднее значение увеличения нагрузок на участке высотой (174- 10) м:
Расчетная ветровая нагрузка на каждую из колонн крайнего ряда расположенных с
шагом 12 мс наветренной стороны:
) Равномерно распределенная в пределах высоты колонны:
) Дополнительная сосредоточенная ветровая нагрузка на участке от 10 м до 135 м
получающаяся за счет разных коэффициентовk и приложенная на уровне верха
) Сосредоточенная ветровая нагрузка действующая на стену выше верха колонны на
участке от 135 м до 174 м:
Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне верха колонн:
W1= 0787+ 1056=11347кН.
С заветренной стороны:
) Равномерно распределенная нагрузка в пределах высоты колонны:
) Суммарная сосредоточенная ветровая нагрузка на уровне верха колонны:
W2= 11347* 06 08=851кН
В поперечной раме в продольном направлении ригель условно принимается абсолютно
жестким действие сил с наветренной и заветренной сторон здания принимается как
действие суммы этих сил приложенных с наветренной стороны:
W= W1+ W2= 11347+ 851=1986кН.
Расчет предварительно напряженной сегментной фермы.
1. Исходные данные для расчета.
В проекте принята типовая предварительно напряженная сегментная ферма марки
ПК-01-12978 пролетом 2394 м и весом 92 т. Фермы располагаются поперек здания с
Ферма изготавливается из бетона класса В40 имеющего:
Rb= 09* 224= 201МПа;
Rbt= 09* 143= 129МПа;
Прочность бетона в момент обжатия:
Rbр= 07* 40= 28 МПа.
Арматура (растянутая) канат:
Rs ser= Rsu= 1295МПа;
sp= 075* Rsu= 075* 1295= 970МПа.
Ненапрягаемая арматура класса А-Ш:
2. Определение усилий в элементах фермы.
Нормативные нагрузки.
Постоянная с учетом собственного веса фермы:
постоянная: от веса покрытия
q1n= 2970Н м2= 297 кН м2;
собственный вес фермы: 92 т= 92 кН
q2n= 92 2394= 0385 кН м2;
итого:qn= 297+ 0385= 336 кН м2.
Постоянная сосредоточенная (узловая):
Pu= 336* 12* 3= 12096 кН;
кратковременная (снеговая):
Psuu= 1800* 12* 3= 64800 Н= 648 кН.
Суммарная нормативная нагрузка:
Pn= 12096+ 648= 18576 кН.
Расчетные нагрузки.
q= 12096* 11= 13306 кН.
Psuu= 648* 18= 11664 кН.
Итого:p=q+Psuu= 13306+ 11664= 2497 кН.
Усилия в элементах фермы определялись графическим методом путем построения
диаграммы Максвелла-Кремоны от единичных сил приложенных в узлах фермы.
Постоянная нагрузка + длительная:
полная 16806+ 8164= 2497 кН;
% от 11664= 8164 кН.
Обозначение стержня
От единичного загружения
От постоянной и длительной нагрузок
3. Расчет нижнего пояса.
Расчет по первой группе предельных состояний (по прочности).
Наибольшее расчетное усилие в нижнем поясеN= 20725 кН
N= 20725* γn= 20725* 095= 19689
Где γn= 095 – коэффициент надежности.
Площадь сечения напрягаемой арматуры:
Asp= N (Rs*γsb)= 1968900 (108000* 115)= 158см2.
Площадь сечения одной пряди 15 К-7:
AspS= 158 1415= 112.
Принимаю 12 15 К-7 с фактической площадью поперечного сеченияAsp= 12* 1415=
Расчет по второй группе предельных состояний (по трещиностойкости).
Расчетное усилиеN= 19689 кН
Nnn= 19689 12= 164075кН.
Вид расчета и формула
Расчетное усилие γf> 1
Приведенное сечение
* 36+ 18* 105 (03* 105)* 1698= 11819см2
Принятые характеристики:
Контролируемое напряжение
Прочность бетона при обжатии
Коэффициент точности натяжения при расчете потерь
То же по образованию трещин
sp= 075*Rsu= 075* 1295= 970 МПа
Расчет по образованию трещин
Релаксация напряжений при механическом способе натяжения арматуры
= (022*sp Rs ser- 01)*sp
(022* 970 1295- 01)* 970= 732 МПа
От температурного перепада
От деформации анкеров
* 105*2 23940= 15Мпа
Усилие обжатия бетона с учетом потерь 1 23
P1= γsp*Asp* (sp- 1- 2- 3)* 10-1
* 1695* (970- 732- 812- 150)* 10-1= 1357 кН
Напряжение обжатия бетона от усилияP1
57*10 11819= 115Мпа
α= 025+ 0025* 28= 095>08
От деформации бетона вследствие быстро натекающей ползучести
5* 40* 115 28= 1396Мпа
Итого: первые потери
2+ 812+ 155+ 1396= 1839МПа
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь
61* 1698*10-1= 13348кН
Напряжения в бетоне от действияP01
348* 10 11819= 113Мпа
0* 085* 119 28= 542 МПа
Итого: вторые потери
Полные потери предварительного напряжения
39+ 942= 2781 МПа> 100 МПа
Напряжение в арматуре за вычетом потерь
Расчетное отклонение напряжений при механическом способе натяжения
Δγsp= 05* Р sp* (1+ 1 √n)
* 485 970* (1+ 1 12)= 0027 01
Полное усилие обжатия бетона
P02=γsp*02* Asp* 01- (6+8+9)* As* 01
As= 226 (86 АI– огибающие стержни)
* 6919* 1698* 01- (1396+ 40+ 542)* 226* 01= 1033кН
Усилие воспринимаемое сечением нормальным к продольной оси:
Ncrc= γi* [Rbt ser* (A+ 2* α* As)+ P02]
5* [21* (30* 36+ 2* 646* 226)* 01+ 1033]= 1076кН Nnn= 164075кН
Так какNnn>Ncrc то необходим расчет на раскрытие трещин
Расчет по кратковременному раскрытию трещин
Расчетное нормативное усилие от действия всех нагрузок при γf= 1
Ширина раскрытия трещин
acrc=*φl**s Еs* 20* (3.5- 100*)*d13
= 85 (30* 32)= 000787
s= (Nnn-P02)Asp= (164075- 1033)* 10 1698= 3579 МПа
* 1* 12* 3579 (18* 105)* 20* (35- 100* 000885)* 1513= 03мм
4. Расчет верхнего пояса фермы.
Максимальное расчетное усилие в стержнях 5-д и 6-е:
Так как усилия в остальных панелях пояса мало отличаются от расчетных то для
унификации конструктивного решения все элементы верхнего пояса с учетом γu= 095
N= 22473* 095= 21349кН
Nld= 15125* 095= 14368кН.
Сечение верхнего поясаb×h= 30* 30 см
Принимаю арматуру классаAIIIсRs= 365 МПа.
В расчете учитывается случайный эксцентриситет:
е0=h 30= 30 30= 1 см.
Геометрическая длина стержняl= 301 см.
Расчетная длина стержняl0= 09*l= 09* 301= 271 см.
i= √h2 12= √ 302 12= 86 см.
λ=l0i= 271 86= 315> 14
необходимо учитывать влияние прогиба:
Ncr= 64* Eb l02* [I φl* (011 (01+ е)+ 01)+ α* Is]
ГдеI= 30* 303 12= 67500 см4;
= 1 – для тяжелого бетона;
α= Еs Еb= 2* 105 (0325* 105)= 6154;
Is=* b* h0* (05* h- a)2= 001* 30* 26* (05* 30- 4)2= 9438см4;
M1=M+N* (h0- а) 2= 0+ 21349* (26- 4) 2= 234839 кН см;
е= е0h= 001 03= 0033;
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2= 05- 001* (271 30)- 001* 22* 09=
КР – 2708029.270114.090 - 07 т
Ncr= 64* 32500* 100 2712* [67500 167* (011 (01+ 0212)+ 01)+ 6154*
38]= 6826* 105Н = 6826 кН.
Коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольного
= 1 (1- N Ncr)= 1 (1- 21349 6826)= 145.
Расстояние от точки приложения продольной силы до равнодействующей усилия
растянутой арматуре:
е=е0*+ 05* h- a= 1* 145+ 05* 30- 4= 1245см.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
R= (1+sR 500* (1- 11)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25) где
– характеристика сжатой зоны бетона
= α- 0008* γb2*Rb= 085- 0008* 09* 22= 0692 (СНИП 2.03.01-84 ф.26);
R= 0692 (1+ 365 500* (1- 0692 11))= 0545.
Относительная продольная сила:
n1= N (γb2* Rb* b* h0)= 2134900 (09* 22* 30* 26* 100)= 138>R= 0545
m=N*e (γb2*Rb*b*h02)= 2134900* 1245 (09* 22* 100* 30* 262)= 066;
приn1=0812> R= 0545 требуемая площадь симметрично расположенной арматуры:
Аs= As= (γb2* Rb* b* h0) Rs* (m- n1* (1- 05* n1)) (1-)= (09* 22* 100*
* 26) (365* 100)* (066- 138 * (1- 05* 138)) (1- 0154) 0
Следовательно по расчету на внецентренное сжатие с учетом влияния прогиба при
принятом сечении пояса 30×30 см арматура не требуется.
Арматура назначается из конструктивных соображений:
Аs=As= * А= 001* 30* 30= 9 см2
Принимаю 418 АIIIс Аs= 1018 см2.
5. Расчет элементов решетки.
Рассмотрю растянутые элементы:
раскосы (а-б) и (и-к)
N= 3246 кН (Nld= 2185 кН) с учетом коэффициента γu= 095:
N= 3246* 095= 30837 кН;
Nld= 2185* 095= 2076 кН.
Сечение раскосов 15×25 см. Арматура классаAIIIсRs= 365 МПа требуемая площадь
рабочей арматуры по условию прочности:
Аs=NRs= 308370 (365* 100)= 84 см2;
Принимаю 418 АIIIс Аs= 1018 см2. Определяю ширину длительного раскрытия трещин
аcrcпри действии усилий от постоянных и длительных нагрузок учитываемых с
коэффициентом γf= 1.
КР – 2708029.27011409-8.222 т
аcrc=*φl**s Еs* 20* (35- 100*)*d13= 12* 145* 1* 1602 (2* 105)*
* (35- 100* 001)* 1013= 015 мм [acrc]lin= 02 мм.
Принятое сечение раскоса по длительному раскрытию трещин удовлетворяет условию
Аналогично армирую остальные раскосы и стойки так как усилия в них меньше чем
для крайних раскосов армируем конструктивно 410 АIII.
Длину заделкиlanнапрягаемой арматуры принимают для канатов диаметром 12 – 15
ммlan= 150 мм для проволоки периодического профиля – 100 мм и для стержневой
арматуры 35d гдеd– диаметр стержня.
ГдеN= 20725* 095= 19689 кН – расчетное усилие 1 стержня 1-г нижнего пояса;
Аs= 02* 1968900 (365* 100)= 108 см2.
Принимаю 420AIIIс Аs= 1256 см2.
Длина заделкиlan= 35*d= 35* 20= 70 см.
Расчет поперечной арматуры в опорном узле:
Nw= (N-Nsp- Ns) ctg α
Nw= (19689- 6235- 1834) 18= 6456кН.
Площадь сечения одного поперечного стержня:
Asw=Nw (n*Rsw)= 645600 (20* 290* 100)= 113 см2 где
Rsw= 290 МПа (приd> 10 мм классаAIII);
n– количество поперечных стержней в каркасах пересекаемых линией АВС т.е.
поперечные стержни по расчету не нужны.
Принимаю конструктивно 10AIIIс шагом 100 мм.
Площадь поперечного сечения окаймляющего стержня в промежуточном узле определю по
Nos= 004* (D1+ 05*D2) где
D1иD2– усилия в растянутых раскосах а при наличии одного растянутого раскоса:
ПриD1=N(а-б)= 30837 кН
Nos= 004* 30837= 1234кН;
Аs= Nos (n* Rso)= 12340 (2* 90* 100)= 069см2.
Принимаю 10 АIIIс Аs= 0785 см2.
1 Подбор площади сечения арматуры для колонны по оси А.
Колонна К1 по оси А имеет прямоугольный профиль и сплошное сечение.
1.1 Исходные данные для расчета.
Бетон тяжелый класса В15 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном
Rb= 85 МПаRbt= 075 МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.13)
Еb= 205* 103МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.18).
Арматура класса АIIId> 10 мм:
Rs=Rsc= 365 МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.22)
Еs= 20* 104МПа (СНИП 2.03.01-84 табл.29).
1.2 Надкрановая часть колонны.
Ширина сеченияb= 50 см высотаh= 60 см а= а= 4 см полезная высота сечения:
h0= h- a= 60- 4= 56см.
Подбор сечения арматуры произведу по наибольшим расчетным усилиям в
сеченииII–II в котором наиболее опасными являются комбинации усилий
приведенные в таблице:
Комбинация усилийIIa(Mmin)
Расчетная длина надкрановой части колонны:
l0= 2*H1= 2* 3050= 61 м (СНИП 2.03.01-84 табл.32).
В комбинации расчетных усилий учитывается крановая нагрузка:
λ= l0 i= 610 1732= 3522> 14 (СНИП2.03.01-84п.3.3)
следовательно необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
[pic](СНИП 2.03.01-84 ф.58).
Ориентировочно назначаю коэффициент армирования = 0004.
α= Еs Еb=20* 104 205* 103= 98.
Эксцентриситет центра тяжести приведенного сечения:
е0= МN= 2976 572= 52 см> еа=h 30= 2 см (СНИП 2.03.01-84 фп.3.2 1.21)
следовательно случайный эксцентриситет в расчете не учитываю.
I= b* h3 12= 50* 603 12= 900000см4.
φl= 1+* Мl1M1(СНИП 2.03.01-84 ф.21) где
= 1 – коэффициент принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;
Мl1=Ml+Nl* (h0-a) 2= 30+ 572* (056- 004) 2= 17872 кН м – момент
относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый длительно
действующей частью силыNот постоянных и временных длительных нагрузок;
M1=M+N* (h0-a) 2= 2976+ 572* (056- 004) 2= 17848кН м – момент
относительно растянутой или наименее сжатой грани сечения создаваемый силойN;
φl= 1+ 1* 17872 17848= 2.
e= е0h= 52 60= 0086 (СНИП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2=05- 001* (610 60)- 001* 85* 11=
Is= * b* h0* (05* h2- a)2= 0004* 50* 56* (05* 602- 4)2= 75712см4;
φp= 1 – коэффициент учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на
жесткость элемента;
Ncr= 64* 20500* 100 6102*[900000 2*(01101+ 03+ 0.1)+ 98*75712]= 8566*
= 1 (1-NNcr)= 1 (1-5728566)= 107(СНИП2.03.01-84ф.19).
е=е0*+ 05* h- a= 52* 107+ 05* 60- 4= 3156см.
При условии что Аs=As высота сжатой зоны:
X= N (γb2* Rb* b)= 572* 1000 (11* 85* 100* 50)= 1224см.
Относительная высота сжатой зоны:
=Xh0= 1224 56= 022 (СНИП 2.03.01-84 п.3.16).
R= (1+sRsc.u* (1- 1.1)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25) где
= α- 0008*Rb= 085- 0008* 85= 0782 (СНИП 2.03.01-84 ф.26);
R= 0782 (1+ 365 400* (1- 0782 11))= 062.
= 022 R= 062 (СНИП 2.03.01-84 п.3.20);
Аs= As= (N* e- Rb* b* X* (h0- 06* X)) (Rsc* (h0- a))= (572* 1000* 3156- 85*
0* 50* 1225* (56- 06* 1225)) (365* 100* (56- 4))= -383см2.
Следовательно арматуры по расчету не требуется и берем ее по конструктивным
Принимаю 316 с Аs= 603 см2.
1.3 Подкрановая часть колонны.
Подбор сечения арматуры буду производить по наибольшим расчетным усилиям в
Размеры подкрановой части колонны:
b= 50 см;h= 80 см; а= а= 4 см;h0= 76 см.
В сеченииIV–IVдействуют комбинации усилий представленные в таблице:
Во все комбинации усилий входит крановая нагрузка поэтомуRbберется с
Усилия от длительно действующей нагрузки:
Расчетная длина подкрановой части колонны:
l0= 15*H1= 15* 1045= 1568 м (СНИП 2.03.01-84 табл.32).
λ= l0 i= 1568 231= 6788 > 14 (СНИП2.03.01-84п.3.3)
е0= МN= 57268 140181= 041 м= 41 см> еа=h 30= 26 см (СНИП 2.03.01-84
I= b* h3 12= 50* 803 12= 213* 105см4.
φl= 1+ *Мl2 M2(СНИП2.03.01-84ф.21)
где = 1 – коэффициент принимаемый по табл. 30 СНИП 2.03.01-84;
Мl2=Ml+Nl* (h0-a) 2= 415+ 8574* (076- 004) 2= 35016 кН м – момент
M2=M+N* (h0-a) 2= 57268+ 8574* (076- 004) 2= 88134 кН м – момент
φl= 1+ 1* 35016 88134= 140.
e= е0h= 41 80= 051 (СНИП 2.03.01-84 п.3.6) но не менее
e.min= 05- 001* (l0 h)- 001* Rb*γb2=05- 001* (1568 80)- 001* 85* 11=
Is= * b* h0* (05* h2- a)2= 0004* 50* 76* (05* 802- 4)2= 196992см4;
Ncr= 64* 20500* 100 15682*[2130000 14*(01101+0 51+ 01)+ 98*196992]=
= 3306* 105Н= 3306 кН.
= 1 (1-NNcr)= 1 (1-1401813306)=173(СНИП2.03.01-84ф.19).
е=е0*+ 05* h- a= 41* 173+ 05* 80- 4= 1069см.
X= N (γb2* Rb* b)= 140181* 1000 (11* 85* 100* 50)= 30см.
=Xh0= 30 76= 039 (СНИП 2.03.01-84 п.3.16).
R= (1+sRsc.u* (1- 11)) (СНИП 2.03.01-84 ф.25)
где – характеристика сжатой зоны бетона
= 039 R= 062 (СНИП 2.03.01-84 п.3.20);
Аs= As= (N* e- Rb* b* X* (h0- 06* X)) (Rsc* (h0- a))= (140181* 1000* 10693-
* 100* 50* 30* (76- 06* 30)) (365* 100* (76- 4))= 289см2.
Принимаю 336 с Аs= 3054 см2.
Расчет колонны в плоскости перпендикулярной к плоскости изгиба не провожу так
λ=l0i= 1568 144= 1088> λ= 6788 где
i= √b2 12= √502 12= 144см.
Расчет на усилия возникающие при транспортировании и монтаже.
Под влиянием собственного веса и сил инерции в момент подъема колонны при монтаже
и транспортировке в ней возникают изгибающие моменты.
Изгибающий момент в опасном сечении а – а:
Ма=b*h*γ*l12 2*kдин
Где γ= 25 кН м3– удельный вес железобетона;
kдин= 16 – коэффициент динамичности (СНИП 2.03.01-84 п.1.13);
Ма= 05* 06* 25* 3052 2* 16= 5581* 105Н см.
Требуемое количество арматуры в сеченииII–IIпри изгибе в плоскости
граниh(при γb2=09) (СНИП 2.03.01-84 табл.15):
A0=Ма (γb2* Rb* b* h02)= 5581* 105 (09* 85* 100* 50* 562)= 0046;
Аs=Ма (* Rs* h0)= 5581* 105 (0974* 365* 100* 56)= 28см2.
Принимаю 312АIIIс Аs= 339 см2.
1.4. Расчет подкрановой консоли.
Размеры консоли показаны на рисунке.
Достаточность этих размеров проверяю из условия:
Qc≤ 08* φ2*Rb*b*lb*s
lb= lsup* sin (СНИП2.03.01-84ф. 85).
Qc= 085* Dmax+ Gcb= 085* 242+ 1375= 3432кН.
h= 145 м;h0= 14 м;h1= 09 м;bc= 055 м; а= 02 м; α= 45°.
Проверяю возможность смятия бетона в месте передачи нагрузки на консоль:
loc= Qc (b* lsup)= 3432 (05* 03)= 2288кПа= 23МПа 85МПа.
Следовательно прочность бетона на смятие обеспечена.
32 кН 35* 075* 100* 50* 140= 18375 кН т.е. размеры сечения консоли
удовлетворяют условиям прочности на действие поперечной силы.
Qc≤ 08* φ2*Rb*b*lb*sin
Где φ2= 1+ 5* α* 1= 1+ 5* 98* 0006= 029 – коэффициент учитывающий влияние
хомутов распложенных по высоте консоли;
α= Еs Еb=20* 104 20.5* 103= 98;
= Аsb*s= 152 50* 50= 0006;
Qc= 3432кН 08* 029* 85* 100* 50* 17* 097= 16259кН.
Определю площадь сечения продольной рабочей арматуры Аsиз условия прочности на
действие изгибающего момента по грани примыкания консоли к колонне:
Мc= 125*Qc* (а+ 08- 06)= 125* 3432* 04= 1716 кН м
Принимая во внимание что в сжатой зоне консоли имеется большое количество сжатой
арматуры определяю площадь растянутой арматуры:
Аs= Мс (Rs* (h0- а))= 1716* 105 (365* 100* (140- 5))= 348 см2;
из конструктивного минимума имею:
Аs= 0002*bc*h0= 0002* 50* 140= 140 см2
что больше Аs= 348 см2.
Принимаю продольную арматуру 422АIIIс фактической Аs= 152 см2.
Суммарная площадь отогнутых стержней и наклонных хомутов пересекающих верхнюю
половину линии длинойl соединяющей точки приложения силыQcи сопряжение нижней
грани консоли и колонны должна быть не менее:
Аinc min= 0002* bc* h0= 0002* 50* 140= 140см2.
Принимаю 422АIIIс Аs= 152 см2.
Расчет фундамента под колонну по оси А.
1. Определение усилий.
На фундамент передаются усилия от колонны (сечениеIV–IV) веса стены и
фундаментной балки веса фундамента и грунта на его обрезах. Стеновые панели из
легкого бетона размерами 12×03×120 весят 40 кН; до отметки 156 м укладываются
панелей высотой 12 м.
Суммарная высота двух оконных проемов 84 м (05 кН м2). Вес фундаментной балки
кН. Нормативная нагрузка от веса стены:
Gn=40* 6+51+ 84* 12* 05= 3414 кН.
Расчетная нагрузка:
G= 3414* 11= 37554 кН.
е01= 05* (03+ 08)= 055 м.
Усилия действующие на уровне подошвы фундамента:
Mf= M3+ Q3* Hf+ G*е01
гдеM3Q3иN3– усилия от колонны в сеченииIV–IVна уровне обреза
фундамента.Hf= 155 (высота фундамента назначается на стадии эскизного
Нормативные усилия получаю путем деления расчетных усилий на усредненный
коэффициент перегрузки γ= 115.
2. Определение размеров подошвы фундамента.
Размеры подошвы фундамента определяю по наибольшему усилию для расчета
поIIгруппе предельных состояний (комбинация 6) по формуле:
Af= 105* Nser (R0- γm* H1)где
5 – коэффициент учитывающий влияние момента;
R0= 240 кН м2– условное расчетное давление на грунт основания;
γm= 20 кН м3– вес единицы объема материала фундамента и грунта на его обрезах;
H1= 17 м – глубина заложения фундамента.
Af= 105* 15603 (240- 20* 17)= 795 м2.
Задаюсь соотношением сторон подошвы фундамента:
а= √ 795 08= 315 м.
Размеры подошвы фундамента в плане рекомендуется брать кратными 300 мм в связи с
чем принимаю размеры фундамента а= 33 м тогдаb= 08* 33= 264 с условием
кратности 300 мм принимаюb= 30м.
Фактическая площадь подошвы фундамента:
Принятые размеры подошвы фундамента проверяю на действие комбинаций усилий для
расчета поIIгруппе предельных состояний из следующих условий:
Комбинация усилий 4.
Эксцентриситет силы Мser веса фундамента и грунта на его уступах:
е0=Мser (Nser+ γm* H1* a* b)= 2535 (1087+ 20* 17* 33* 30)= 018ма6=
Следовательно сила лежит в пределах ядра сечения.
Вычислю краевые значения давления на грунт:
max Pser= (Nser+ Gser)А* (1+ 6*е0а)
max Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1+ 6* 018 33)= 1908кНм2 12 R=
min Pser= (Nser+ Gser)А* (1- 6*е0а)
min Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1- 6* 018 33)= 967кНм2> 0.
Pser= (max Pser+ min Pser) 2
Pser= (1908+ 967) 2= 14375кНм2 R= 240кНм2.
Комбинация усилий 5.
е0=Мser (Nser+ γm* H1* a* b)= 7041 (1087+ 20* 17* 30 * 33)= 049ма6=
max Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1+ 6* 049 33)= 2719кНм2 12 R=
min Pser= (1087+20* 17* 30* 33) 99* (1- 6* 049 33)= 1568кНм2> 0.
Pser= (2719+ 1568) 2= 1438кНм2 R= 240кНм2.
Таким образом принятые размеры фундаментов достаточны.
3. Расчет прочности тела фундамента.
Фундамент выполнен из тяжелого бетона класса В125;Rbt= 066 МПа= 673 кгс см2=
3 кН м2 арматура из горячекатаной стали класс АIIсRs= 280 МПа.
Расчет на продавливание плитной части фундамента при стаканном сопряжении сборной
Определяю высоту плитной части фундамента из расчета на продавливание от нижнего
обреза подколонника для случая монолитного его сопряжения с плитой.
Назначаю размеры подколонника:
hcf=hc+ 2*+ 2*cf= 08+ 2* 0075+ 2* 02= 135 м где
= 0075 – зазор между колонной и стенкой подколонника;
cf= 02 – минимальная толщина стенки.
bcf=bc+ 2*+ 2*cf= 06+ 2* 0075+ 2* 02= 115 м.
Принимаю размеры стаканаhcf= 15 м иbcf= 12 м.
Вычисляю наибольшее давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса
фундамента и грунта на его уступах на усилия комбинаций 1 2 3.
maxP=N1Af+M1W= 12329 99+ 3008* 6 (30* 332)=1798 кН м2.
maxP=N2Af+M2W= 12329 99+ 8003* 6 (30* 332)=2715 кН м2.
maxP=N3Af+M3W= 17773 99+ 881* 6 (30* 332)=3413 кН м2.
Для расчета принимаю максимальное краевое давлениеmaxP= 3413 кН м2.
С учетом защитного слоя арматуры равного 7 см и рекомендаций принимаю плиту
фундаментаh1= 45 см;h0= 45- 7= 38 см.
Высота подколонной части:
Hcf= Hf- h1= 155- 045= 11м.
ПриHcf= 11м> (hcf- bcf) 2= (15- 12) 2= 015.
Проверку крайней грани на продавливание следует производить от нижнего обреза
подколонника для чего вычисляю:
- среднее арифметическое величины периметров верхнего и нижнего основания
пирамиды продавливания:
Umн= (bcf+hcf)+ (bcf+h0)+ (hcf+h0)= (12+ 15)+ (12+ 038)+ (15+ 038)= 616
- площадь многоугольникаABCDG на которую действует продавливающая сила:
А0= 05 *b* (a- hcf- 2* h0)- 025* (b- bcf- 2* h0)2= 05* 30* (33- 15- 2*
8)- 025* (30- 12- 2* 038)2= 047м2.
Расчетная продавливающая сила действующая на рассматриваемую грань:
P= А0*maxP= 047* 3413= 1604 кН.
Nser=γ*Rbt*Umн*h0= 1* 673* 616* 038= 4041 кН>P=1604 кН
т.е. прочность рассматриваемой грани обеспечена.
Проверяю прочность плиты на поперечную силу:
с= 05* (а-hcf- 2*h0)= 05* (33- 15- 2* 038)= 052 м
Q=maxP* с= 3413* 052= 1775 кН φb3*Rbt*Umн*h0= 06* 673* 616* 038=
где φb3= 06 для тяжелого бетона.
Следовательно прочность плиты на действие поперечной силы обеспечена.
4. Определение сечения арматуры подошвы фундамента.
Сечение арматуры укладываемой параллельно сторонеа определяю по изгибающему
моменту в сеченииI–I:
МI-I= 1 24* (a- hcf)2* (P1+ 2* max P)* b
ГдеP1= N4 Af+ M4 W* k= 17773 99+ 881* 6 (3* 332)* 045= 2523кНм2;
K= hcf a= 15 33= 045;
МI-I= 1 24* (33- 15)2* (2523+ 2* 3413)* 30= 3786кНм.
Аs1=МI-I (09* h0* Rs)= 3786* 105 (09* 38* 280* 100)= 395см2.
Принимаю в продольном направлении 20 стержней 14 мм с шагом 12 см и
Аs= 402 см2> Аs1= 395.
Сечение арматуры укладываемой параллельно сторонеb определяю по изгибающему
моменту в сеченииII–II:
МII-II= 1 8* (b- bcf)2* P2* aгде
P2= N4 Af= 17776 99= 1796кНм2;
МII-II= 1 8* (3- 12)2* 1796* 33= 240кН м.
АsII= МII-II (09*h0*Rs)= 240* 105 (09* 38* 280* 100)= 2506 см2.
Принимаю 20 стержней 14 мм с шагом 15 см и
Аs= 3076 см2> Аs1= 2506 см2.
5. Расчет подколонника.
Отношениеcfh1= 0275 045= 061 075
Следовательно стаканная часть фундамента рассчитывается как железобетонный
элемент и армируется продольной и поперечной арматурой.
Принимаю глубину стакана колонныh= 100см что удовлетворяет условию анкеровки
h0= 25*d+= 25* 36+ 5= 95 см
(d– диаметр продольной арматуры колонны К1)
и условию заделки колонныh≥hc= 80 см.
Площадь сечения продольной арматуры определяю из расчета на внецентренное сжатие
коробчатого сечения на уровне дна стакана.
Усилия на уровне дна стакана (сечениеIV–IV):
МIV= -572 кН м;NIV= 14018 кН;QIV= -636 кН;
G= 37554 кН;G* е01= -2066 кН м; е01= 055
M=MIV+QIV*hc+G* е01= -572- 6359* 10- 2066= -8422 кН м.
N= NIV+ G= 140181+ 37554= 177735кН.
Эксцентриситет усилия относительно центра тяжести сечения:
е0= МN= 8422 177735= 047 м = 47см;
эксцентриситет усилия относительно центра тяжести растянутой арматуры:
е= е0+hcf 2- а+ еа= 47+ 150 2- 35+5= 1235 см
еа=hcf 30= 150 30= 5 см;
h0= 150- 35= 1465 см.
Привожу коробчатое сечение к двутавровому.
γb1*Rb*b*h= 11* 7* 120* 30= 27720 МПа* см2= 2772 кН>N= 177735 кН.
Следовательно граница сжатой зоны проходит в полке.
= N (γb1* Rb* b* h0)= 17773* 10 (11* 7* 120* 1465)= 0131= 055;
= N* e (γb1* Rb* b* h02)= 17773* 10* 1235 (11* 7* 120* 14652)= 011;
Аs=Аs= (γb1* Rb* b* h0) Rs* (-* (1- 2) (1-))
Где = аh0= 35 1465= 003;
Аs= Аs= (11* 7* 120* 1465) 280* (011- 0131* (1- 0131 2) (1- 003))0.
По расчету арматура не требуется и назначается конструктивно. Принимаю
минимальный процент армирования min= 00005 от площади поперечного сечения
А= 2*bcf* 1+bp* (hcf- 2* 1)= 2* 120* 3+ 60* (150- 2* 30)= 12600 см2;
Аs= Аs= 00005* 12600= 63 см2.
Устанавливаю с каждой стороны сечения стакана по 612 АIIIс Аs= Аs= 679 см2.
Поперечную арматуру определяю из расчета на изгибающий момент по наклонному
сечению проходящему через верхние ребра стакана и условную ось поворота колонны.
Эксцентриситет усилия:
е0р= е0+ еа= 47+ 5= 520 см;
е0р= 520>hс 6= 133 см
Следовательноy= 07* е0р= 07*520=364 см.
В качестве поперечного армирования принимаю сварные сетки из арматуры класса
АIсRsw= 175 МПа. Шаг сеток 10 см по всей высоте стакана.
Площадь сечения поперечных стержней одной сетки в направлении действия
изгибающего момента по формуле:
Аw= [MIV+QIV*h-NIV*y+G* (е01-y)] (Rsw*Σzx)
Аw= [572* 105+ 6359* 10- 1401810* 364+ 375540* (55- 364)] (175* 100* 550)=
Необходимое сечение одного стержня:
fw= Аw 4= 136 4= 034 см2.
Принимаю минимально допустимый диаметр стержня 8 мм сfw= 0503 см2; Аw= 4*
Проверяю прочность стакана на местное сжатие при осевом приложении силыN=
α= 1 для бетона марки ниже В25.
φb= (Аloc2 Аloc1)13= (18000 4000)13= 165 25.
Rbloc= α* φb*Rb= 1* 165* 75= 124 МПа.
N= 177735 кН *Rbloc* Аloc1= 1* 124* 100* 4000= 4960 кН.
= 1 при равномерном распределении нагрузки т.е. прочность бетона на местное
сжатие обеспечена косвенного армирования не требуется.
Используемая литература.
Бетонные и железобетонные конструкции: СНиП 2.03.01-84. - М. 1989.- 84 с.
Основания зданий и сооружений: СНиП 2.02.01-83. – М. : Стройиздат 1985. – 40 с.
Примеры расчета железобетонных конструкций. А.П. Мандриков. –М.: Стройиздат
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособиеА.Б. Голышев В. Я.
Бачинский В. П. Полищук А. В. Харченко И. В. Руденко; Под ред. А. Б. Голышева.
– 2-е изд. пераб. И доп.- К.: Будивельник 1990. – 544с.
Трепененков Р. И. Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий:
Учеб. Пособие для вузов.- 3-е изд. перераб. И доп. – М.: Стройиздат 1980.- 284
Основные сочетания нагрузок
Усилия в сеченииIV–IVколонны по оси А кН м кН
Усилия от стены кН м кН
Суммарные усилия на уровне подошвы фундамента кН м кН
Нормативные значения
КП – 2708029.270114. 09-8.222 т