Статический расчет поперечной рамы для строительства в Норильске

ЖБК Лена.dwg

055023-290300-07107-ЖБК-КП2-2011
Фундамент ФМ 6.1.5 М1:50
Фундамент монолитный ФМ 6.1.5
Маркировочная схема М1:200
Риски разбивочных осей
-х слойный рулонный ковер
Обмазочная пароизоляция
Жб ребристая плита покрытия
Сетки арматурные С 1
Каркасы плоские КР 1а
Изделия закладные МН 1
Ферма 1ФБС 18 М 1:50
Геометрическая схема фермы ФБС 18
Напрягаемая арматура
ВЕДОМОСТЬ РАСХОДА СТАЛИ НА ЭЛЕМЕНТ кг.
Каркас пространственный
К1400 ГОСТ 13840-68*
- 220 х 6 ГОСТ 82-70*
- 220 х 12 ГОСТ 82-70*
L 110х70х8 ГОСТ 8510-72*
Предварительно напрягаемую арматуру фермы натянуть механическим способом на упоры стенда.n2. Усилие предварительного натяжения одного каната 156 кН.n3. Предварительно напрягаемую арматуру фермы отпускать при передаточной прочности бетона R=315МПа.n4. Сварные сетки и каркасы изготовить с использованием контактной точечной сварки по ГОСТ 14098-91

ЖБК Лена.docx

1.Статический расчет поперечной рамы
1.Исходные данные для расчета
Район строительства – Норильск;
Шаг колонн здания – 6 м;
Грузоподъемность крана – 30 т;
Отметка кранового рельса – 75 м;
Расчетное сопротивление грунта R0 = 022 МП;
Плотность утеплителя - ρо = 150 кгм3
Схемы поперечной рамы – сегментная безраскосная ферма
2.Компоновка поперечной рамы
Определение размеров колонн по высоте
Ориентировочная высота надкрановой части колонны НВ определяется по формуле:
НВ = 275 + (105 + 015) +015 = 41 (м)
гдеНкр = 275 (м) – габаритный размер крана;
hп.б. = 105 (м) – высота подкрановой балки;
а1 = 015 (м) – высота кранового рельса;
а2 01 (м) а2 = 015 (м) – технологический зазор между низом стропильной
конструкции и верхом крановой тележки.
Ориентировочно высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 75 + 275+ 015 =104 (м)
Фактическую высоту помещения здания приму Нп = 108 (м) (кратно 0.6).
Зазор безопасности составит:
а2 = 108 – 275 – 75 = 055 (м);
Фактическая высота помещения определяется по формуле:
Нп0 = 75 + 275+ 055 =108 (м)
Фактическая высота надкрановой части колонны НВ =41+055=465 м
Высота подкрановой части колонны равна:
Нн = 108 – 465+ 015 = 63 (м);
гдеа3 = 015 (м) – расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента
Н = 465 + 63 = 1095 (м);
Для зданий с шагом колонн а = 6 (м) при Нп = 108 (м) принимается привязка колонн «250».
При Нп = 108 (м) и Q = 32 (т) – принимаю марку колонны К2 с размерами:
hвк = 038 (м)hнк = 07 (м)bк =04 (м).
При Нп = 108(м) и Q = 32 (т) – принимаю марку средней колонны К8 с размерами:
hвс = 06 (м)hнс = 07 (м)bс =04 (м).
3.Компоновка стенового ограждения
Для отапливаемого здания с шагом колонн 6 (м) принимаются однослойные стеновые панели из ячеистого бетона класса В25 толщиной ст = 300 (мм)
Высота остекления в подкрановой части здания: h2 = 36 м (две стеновые панели высотой 18 м).
Высота здания от обреза фундамента до верха стенового ограждения равна 1275 м.
Рис. 1 Поперечный разрез двухпролетного промышленного здания
4.Пространственная жесткость здания
Принимаем схему продольной рамы № 1.Пространственная устойчивость здания обеспечивается постановкой только вертикальных связей в подкрановой части колонн.
5.Определение нагрузок на поперечную раму
5.1.Постоянная нагрузка
Рис. 3 Расчетная схема поперечной рамы
Нагрузка от веса покрытия и кровли
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке
Жб ребристые плиты покрытия с учетом заливки швов
= 157 9.81 10 -3 =1.54
Обмазочная пароизоляция
= 5 9.81 10 -3 = 0.049
= 450 0.15 9.81 10 -3 =
Асфальтовая стяжка толщиной 0.02 (м)
= 1750 0.02 9.81 10 -3 =
-х слойный рулонный ковер
= 15 9.81 10 -3 = 0.147
Расчетная нагрузка от веса покрытия здания определяется по формуле:
F1 = 0.95 (0.5 319 6 18 + 1.1 0.5 4500 9.81 10 –3) = 18671 (кН)
гдеа = 6 (м) – шаг колонн;
Gp = 4500 (кг) – масса ригеля здания;
fp = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса ригеля здания;
n = 0.95 – коэффициент надежности по нагрузке здания.
Расчетная нагрузка от веса стенового ограждения надкрановой части здания равна:
F2 = 0.95 (1.1 250 9.81 72 +1.1 40 9.81) 6 10 –3 = 11318(кН)
где hcn = 72 (м) – суммарная ширина стеновых панелей надкрановой части здания;
hОС = h2 =0 – суммарная ширина панелей остекления надкрановой части здания;
qcn = 250 (кг) – масса 1 м2 стеновых панелей;
qос = 40 (кг) – масса 1 м2 остекления;
f cn f oс = 11 – коэффициент надежности по нагрузке соответственно для веса стеновых панелей.
Расчетная нагрузка от веса покрытия пристройки F3 = 0 т.к. пристройка в здании как слева так и справа отсутствует.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой балки и рельса:
F4 = 095 11 1200 981 10 –3 = 123 (кН)
гдеGпб = 1200 (кг) – масса подкрановых балок с рельсом;
f пб = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса подкрановой балки.
Расчетная нагрузка от веса надкрановой части крайней и средней колонн:
GВ = 038 04 545 2500 981 1.1 095 10 –3 = 2123 (кН)
гдеb = 2500 (кгм2) – плотность тяжелого бетона;
f КН = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для веса колонн.
Расчетная нагрузка от веса подкрановой части крайней и средней колонн:
GH = 07 04 1095 2500 981 11 095 10 –3 = 7858 (кН)
Эксцентриситет усилия F1: eF1 = 01 (м)eF1 = 250 + 80 + 140 2 – 300 = 100 (мм)
Эксцентриситет усилия F2: eF2 = 03 2 + 07 2 = 05 (м)
гдеСТ =03 (м) – толщина стеновой панели
Эксцентриситет усилия F3: eF3 =0
Эксцентриситет усилия F4: eF4 = 075 + 025 – 07 2 = 065 (м)
Эксцентриситет е: e = (07 – 038) 2 = 016 (м).
5.2.Снеговая нагрузка
Проектируемое здание находится в 5 климатическом районе где нормативное значение веса снегового покрова составляет S0 = 2 кгс м2. Расчетная снеговая нагрузка определяется на основании нормативного значения массы снегового покрова на 1м2 для заданного района определяем по формуле:
Fсн =095 14 05 2 981 1 6 6 10 -3 = 047 кН
где g = 9.81 мс2 - ускорение свободного падения
= 1 - коэффициент перехода от массы снегового покрова земли к нагрузке на кровлю
fсн = 1.4 - коэффициент надежности по нагрузке для веса снегового покрова
5.3.Крановая нагрузка
Расчетное максимальное усилие на колонну D2max от двух кранов:
D2max = 095 11 085 235 19=3966кН.
где 19 – сумма ординат линии влияния поперечной силы.
Расчетное минимальное усилие на колонну D2min от двух кранов:
D2min = 095 11 085 1085 19=18311кН.
Расчетное горизонтальное усилие от поперечного торможения кранов:
Н2max = 095 11 085 99819=16843кН.
где Нnmax = 05 (32+87) 981 05=998кН.
Расчетное максимальное усилие на среднюю колонну D4max от четырех кранов:
D4max = 2 095 11 07 23519=65323кН.
5.4.Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка определяется по СНиП «Нагрузки и воздействия». Напора ветра на высоте 10 м = 38 кгм2.
Рис. 4 Линия влияния к определению у
6. Статический расчет
Статический расчет поперечной рамы выполняется на ЭВМ программой “Poperechnik” для которой исходные данные собраны в таблицу
Обозначение и размерность
Фамилия и номер варианта
Пристройка слева здания
Пристройка справа здания
Высота сечения надкрановой части крайней колонны
Высота сечения подкрановой части крайней колонны
Высота надкрановой части крайней колонны
Высота подкрановой части крайней колонны
Высота сечения ветви крайней двухветвевой колонны
Число проемов крайней колонны
Ширина сечения крайней колонны
Высота сечения надкрановой части средней колонны
Высота сечения подкрановой части средней колонны
Высота надкрановой части средней колонны
Высота подкрановой части средней колонны
Высота сечения ветви средней двухветвевой колонны
Число проемов средней двухветвевой колонны
Ширина сечения средней колонны
Требуется ли Вам усилия в расчетных сечениях крайней колонны
Модуль упругости бетона колонн
Расчетная нагрузка от веса покрытия и кровли
Масса снегового покрова на 1 м2 поверхности земли
Напор ветра на высоте 10 метров
Грузоподъемность основного крюка крана
Максимальное давление колеса крана
Минимальное давление колеса крана
Высота здания до верха стенового ограждения
Суммарная высота панелей остекления в надкрановой части здания
Суммарная высота стеновых панелей в надкрановой части здания
Фамилия и номер варианта : Ковченкова 407
Пристройка слева здания отсутствует
Пристройка справа здания отсутствует
hвк= 0.4 hнк= 0.7 Hвк= 4.7 Hнк= 6.3 hк= 0.0 nк= 0.0
hвc= 0.6 hнc= 0.7 Hвc= 4.7 Hнc= 6.3 hc= 0.0 nc= 0.0
Еb= 27000 Пр-ка= .25 q= 3.2 Gp= 4500 So= 224.0 wo= 38.0
Fnmax= 235 Fnmin= 108.5 a= 6.0 l= 18.0 Hl= 12.8 hoc= 0.0
bк= 0.4 bc= 0.4 Q= 32.0 hcп= 6.6
Усилия действующие на поперечную раму
F1= 187.2kH F2= 101.5kH F3= 0.0kH F4= 40.0kH Fcн= 56.4kH
D2max= 407.0kH D2min= 187.9kH H2max= 17.3kH
W1= 7.7kH W2= 0.0kH w= 3.0kH
ПРИМЕЧАНИЕ: значения усилий W2 и w приведены без учета Сн и Со.
Эксцентриситеты усилий
: e : ef1 : ef2 : ef3 : ef4 :
: 0.15: 0.10: 0.50: 0.00: 0.65:
: : : Усилия в расчетных сечениях средней колонны
: : :----------------------------------------------------------------------
:N :KC: 1 - 1 : 2 - 2 : 3 - 3 : 4 - 4
: : : M : N : M : N : M : N : M : N : Q :
:1 : 1: 0.0: 373.4: 0.0: 407.3: 0.0: 487.2: 0.0: 565.8: 0.0:
:2 : 1: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0: 112.7: 0.0:
:3 :.9: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0: 101.5: 0.0:
:8 : 1: 0.0: 0.0: 133.1: 0.0: -173.4: 407.0: 92.7: 407.0: 24.2:
:9 :.9: 0.0: 0.0: 119.8: 0.0: -156.1: 366.3: 83.4: 366.3: 21.8:
:10: 1: 0.0: 0.0: -33.4: 0.0: -33.4: 0.0: 32.6: 0.0: 6.0:
:11:.9: 0.0: 0.0: -30.1: 0.0: -30.1: 0.0: 29.3: 0.0: 5.4:
:12: 1: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 670.4: 0.0: 670.4: 0.0:
:13:.9: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 0.0: 603.4: 0.0: 603.4: 0.0:
:14: 1: 0.0: 0.0: 21.2: 0.0: 21.2: 0.0: 63.4: 0.0: 3.9:
:15:.9: 0.0: 0.0: 19.1: 0.0: 19.1: 0.0: 57.0: 0.0: 3.5:
:16: 1: 0.0: 0.0: -21.2: 0.0: -21.2: 0.0: -63.4: 0.0: -3.9:
:17:.9: 0.0: 0.0: -19.1: 0.0: -19.1: 0.0: -57.0: 0.0: -3.5:
Крановая от 2-х кранов (D2max)
Крановая от 4-х кранов (D4max)
Крановая горизонтальная (H2max)
7 Сочетание усилий в расчетных сечениях колонн
Расчетные сечения усилий в средней колонне двухпролетной поперечной рамы
Расчет стропильной сегментной фермы
1.Исходные данные для расчёта
Место строительства г. Норильск.
В качестве напрягаемой арматуры принимаем канаты К1400 диаметром 15 мм по ГОСТ 13840-68 в качестве ненапрягаемой рабочей арматуры принимаем сталь класса A400 по ГОСТ 5781-82 в качестве конструктивной - арматурную проволоку периодического профиля В500 по ГОСТ 5781-82. Для напрягаемой арматуры принимаем:
Для ненапрягаемой арматуры класса A400 принимаем:
Rs = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
Rsw = 285 МПа (диаметр 6 8 мм);
Rsc = 355 МПа (диаметр 10 40 мм);
Расчётные нагрузки от собственного веса покрытия на 1 м2 горизонтальной поверхности определяются в соответствии с таблицей.
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка
Коэф. надежности по нагр. γf
Жб ребристые плиты покрытия (3х6 м)
Утеплитель (готовые плиты) ρо=150 кг м3
0 015 981 10 -3 =0221
50 002 981 10 -3 =0343
Рулонный ковер – 3 слоя рубероида
Итого: нагрузка от покрытия и кровли
Расчётная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия составляет:
Суммарная расчётная нагрузка от покрытия и снега равна
Принимаем ферму с порядковым номером по несущей способности 8 и номером опалубки (типоразмер) 3.
Следовательно рассчитываемая ферма будет иметь следующую марку: 1ФБС Принимаем в качестве исходного материала тяжелый бетон класса В35 подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении.
Для тяжёлого бетона класса В35 принимаем:
Rbtser = 195 мПа; Rbser = 225 мПа; Rbt = 13 мПа; Rb = 195 мПа; п = 0.9; Eb = 34500 мПа
3. Статический расчет фермы
Нормативная нагрузка от собственного веса покрытия на 1 м2 горизонтальной поверхности q nser = 23 кН м2
Нагрузка от собственного веса ферм:
Нормативная кратковременная снеговая нагрузка на 1 м2 поверхности покрытия:
Нормативная длительная снеговая нагрузка составляет:
Расчетные нагрузки определяем с учетом коэффициентов надежности по нагрузке γf:
- постоянная нагрузка от собственного веса на 1 м2 горизонтальной поверхности:
- от собственного веса фермы:
q б=059·11·095=062 кНм2
- от массы снегового покрова:
Узловые (сосредоточенные) нагрузки равны:
Pnser = (23 + 059) .6 .3 = 5202 кН;
Psser=224. 6. 3 = 4032 кН;
Ps1 ser = 1126 3 = 2016 кН;
Рn =(266+ 062)63 = 5904 кН;
Ps1 = 166 3 = 1458 кН.
Усилия в элементах фермы вычисляют по основному сочетанию нагрузок для получения следующих комбинаций усилий: Mm Mma Nma Nmax Mсоотвmin
Таким образом изгибающие моменты и продольные силы равны:
Nser = 4290 . (5202 + 4032) = 37761 кН;
N1ser = 4290 . (5202 + 2016)= 25251 кН;
N = 4290 . (5904 + 3834) = 41776кН;
Mser = 0118 . (5202 + 4032) = 1039 кН. м (элемент 0-2);
M1ser = 0118. (5202 + 2016) = 695 кН. м;
М = 0118. (5904 + 3834) = 1149 кН. м
(арматура Asp будет расположена у верхней грани пояса) ;
Nser = 4597 . (5202 + 4032) = 40463 кН;
N1ser = 4597. (5202 + 2016) = 27058 кН;
N = 4597. (5904 + 3834) = 44766 кН;
Mser = 0011 . (5202 + 4032) = 097 кН. м (элемент 4-6);
M1ser = 0011. (5202 + 2016) = 065 кН. м;
М = 0011. (5904 + 3834) = 107 кН. м
(арматура Asp будет расположена у нижней грани пояса);
N = -5085. (5904 + 3834) = -49517 кН;
N1 = -5085. (5904 + 1458) = -37436 кН;
М = 0234. (5904 + 3834) = 2279 кН. м;
M1 = 0234. (5904 + 1458) = 1723 кН. м (элемент 2-0);
N = -469 . (5904 + 3834) = -45671 кН;
N1 = -469 . (5904 + 1458) = -34528 кН;
М = 0291 . (5904 + 3834) = 2834 кН. м (элемент 4-2);
M1 = 0291. (5904 + 1458)= 2142 кН. м;
N = -0064 . (5904 + 3834) = -623 кН;
N1 = -0064 . (5904 + 1458) = -471 кН;
М = -0159 . (5904 + 3834) = -1548 кН. м (элемент 2-2)
M1 = 0159 . (5904 + 1458) = -1171 кН. м.
Расчетная поперечная сила на опоре фермы равна:
Q = (Р2+ Р4+ P6+ P8+ PIO+ Р12+ Р14)2 = 7 (5904 + 3834)2 = 34083 кН.
4. Расчет нижнего пояса
4.1. Расчет ПН нижнего пояса балки: подбор арматуры
Сечение нижнего пояса (bхhн) 240х220 мм. Расчетные усилия в нижнем поясе:
Для первой комбинации усилий:
Расчетное усилие в сечении: N=41776 кН М=1149 кН.м (первая комбинация усилий).
Величина защитного слоя бетона ар=005 м класс ПН арматуры К 1400; RS=1170 МПа рабочая высота сечения h0=024-005=019 м.
- относительного центра тяжести сечения:
e0=МN=114941776=00275
- относительно граней сечения соответственно верхней и нижней:
e’=e0+h2-ap’= 00275+0242-005=00975м
e=-e0+h2-ap=-00275+0242-005=00425 м
=11 – коэффициент учитывающий влияние прогиба на значение эксцентриситета продольной силы е0.
Аsp=Nе’Rs(h0-аp’)=41776.0097511.1170.103.(024-005)=000017 м2
Аsp’=NеRs(h0-аp’)=41776·0042511.1170.103.( 024-005)=0000073м2
Для второй комбинации усилий:
Расчетное усилие в сечении: N=44766 кН М=107 кН.м
) Расчетный эксцентриситет продольной силы для первой комбинации усилий:
e0=МN=10744766=00024
e’=e0+h2-ap’= 00024+0242-005=00724м
e=-e0+h2-ap=-00024+0242-005=00676 м
Аsp=Nе’Rs(h0-аp’)=447.66.0072411.1170.103.(024-005)=000013 м2
Аsp’=NеRs(h0-аp’)=447.66·0067611.1170.103.( 024-005)=000012 м2
По результатам расчетов получены значения площадей сечения рабочей напрягаемой арматуры:
Аsp=000017 м2 – у верхней грани пояса;
А’sp=000013 м2 – у нижней грани пояса.
Принимаем нижнюю арматуру 39 К1400 А’sp=153 мм2 dsp=9 мм а верхнюю 212 К1400 Аsp=1812 мм2 dsp=12 мм.
Рис. 5 Армирование нижнего пояса ферм
4.5 Расчет ПН нижнего пояса фермы: образование трещин
Бетон В35 условия твердения - подвергнутый тепловлажностной обработке; способ натяжения арматуры - механический; средний коэффициент надежности по нагрузке γfm=1249; длина растянутого пояса l=18 м.
Нормативная прочность бетона при растяжении Rbtser=195 МПа модуль упругости бетона Еb=34500 МПа нормативная прочность арматуры Rsser=1400 МПа модуль упругости арматуры Es=18·105МПа
Назначаем величину предварительных напряжений: sp=08.1400=1120 МПа
Коэффициент неблагоприятного влияния ПН γsp=09
Величина предварительный напряжений: sp=’sp= sp·γsp=1120·09=1008 МПа
Потери от релаксации арматуры:
Δsp1=(022. sp Rsser-01) sp=(022.10081400-01 ) .1008=5887
Потери от перепада температуры при тепловлажностной обработки бетона:
Δsp2=125.Δt=125.65=8125 МПа
Потери от деформации стальной формы: Δsp3=30 МПа
Потери от деформации анкеров: Δsp4=Δll+1м. Еs Δl=2 мм
Δsp4=000218+1 м .180000=190 МПа
Первые суммарные потери:
Σlosl= Δsp1+ Δsp2+ Δsp3+ Δsp4=5887+8125+30+190=18912 МПа
Потери от усадки бетона: Δsp5 = вsh.Еs=00002.180000=36 МПа
Коэффициент ползучести φbcr =15
Коэффициент приведения арматуры к бетону α=ЕsEb=18000034500=52
Коэффициент армирования сечения sp=AS+A’SPhb=(0000181+0000153)024.022=000633
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
Р1=(Аsp+ Аsp’)( sp+ losl)=(0000181+0000153)·(1008-18912) ·103=27351 кН
Приведенная площадь сечения: Аred=bh+αАsp+αA’sp=024·022+52·1813·10-6+52·153.10-6=0055 м2
Приведенный статический момент:
Sred=bh.h2+α.Aspap+α.A’sp(h-a’p)=024.022.0222+52.1812.10-6.005+52.153.10-6.(024-005)=0006 м3
Центр тяжести приведенного сечения относительно наиболее растянутой грани:
y=SredAred=00060055=01 м
Момент инерции бетонного сечения:
Ib=b.h312+bh(y-h2)2=024.022312+024.022(01-0242)2=23·10-4м4
Момент инерции нижней и верхней арматуры:
Isp=Аsp(y-ap)2=1812.10-6(01-005)2=045.10-6 м4
Isp= А’sp(h-y-a’sp)2=153 .10-6(022-01-005)2=075.10-6 м4
Приведенный момент инерции сечения:
Ired=Ib+apIsp+ap Isp =23.10-4+5.045.10-6+5.075.10-6=000024 м4
Расстояние от ц. т. приведенного сечения до ц. т. арматуры соответственно нижней и верхней: ysp=y-ap=01-005=005 м y’sp=h-y-a’p=022-01-005=007 м
Эксцентриситет усилия обжатия с учетом обжатия с учетом первых потерь:
eop1 =Asp·ysp- A’sp ·y’spAsp+A’sp=1812 .005-153 .0071812+153=-00049 м
Напряжения в бетоне на уровне ц.т. нижней и верхней арматуры:
bp=P1Ared +P1.eop1.yspIred=(273510055+27351.(-00049).005000024) .10-3=469 МПа
’bp =P1Ared- P1.eop1.y’spIred=(273510055-27351.(-00049).007000024) .10-3=536 МПа
Потери от ползучести бетона:
Δsp6=08φbcrαbp1+αsp(1+e0p1yspAredIred)(1+8φbcr)=08.15.52.4691+52.000633.(1+(-00049).005.0055000024)(1+08.15)=2739 МПа
Δ’sp6=08φbcrα’bp1+αsp(1-e0p1y’spAredIred)(1+08φbcr)=08.15.52.5361+52.000633.(1-(-00049).005.0055000024(1+08.15)=3107 МПа
Вторичные суммарные потери в верхней и нижней арматуре:
los2=Δ sp5+ Δ sp6=36+2739=6339МПа
’los2= Δ sp5+ Δ ’sp6=36+3107=6707 МПа
bp>0 т.е. потери от ползучести следует учитывать
los1+los2=18912+6339=25251 МПа
sp2= sp-( ’sp2= sp-( los1+ ’los2)
sp2=1008-(18912+6339) =75549 МПа
’sp2=1008-(18912+6707)=75181 МПа
Коэффициент пластичности γ=13
Упругий момент сопротивления приведенного сечения:
Wred=Iredy=00002401=00024 м3
r=WredAred=000240055=0044 м
Усилия обжатия с учетом всех потерь:
P=(Asp+ A’sp) .sp2=(1812+153) .75549=25248кН
Экцентриситет усилия обжатия с учетом всех потерь:
e0p=(1812.75549·005-153.75181.007)25248=-478 м
Момент трещеностойкости
Мcrc=γ.Rbtser.Wred+P(eop+r)=13.195.00024+25248((-478)+0044)=-119574 кН
Нормативное усилие от постоянной и полной снеговой нагрузки
Ntot=Nγfm=417761249=33448 кН
Момент усилия Ntot относительный
Mr=Ntot(e0+r)=33448(00275+0044)=2352 кН
Проверка трещеностойкости Mcrc>Mr
Трещины не образуются расчет по их раскрытию трещин не требуется.
5. Расчет верхнего пояса: подбор арматуры
расчет усилий в сечении: N=-49517 кН M=2279 кН.м
размеры поперечного сечения b=024 м h=022 м
величина защитного слоя бетона а=а’=004 м
класс простой арматуры А500
длина панели верхнего пояса l=18 м
Величина случайного эксцентриситета
ea=max(1600 .l130h10 мм)=1600.15=00025130.028=001 м
Расчетная длина панели верхнего пояса: l0=09·l=09.15=135 м
5028=38 4 т.е. прогиб не учитывается
Рабочая высота сечения: h0=h-a=022-004=018 м
Эксцентриситет продольного усилия относительно растянутой грани сечения:
e0=max(MNeа)=227949517=0046
e= e0+h0-a2=0046+022-0042=0136м
Граничная высота сжатой зоны: R=m055))
R=min(08(1+435700))=0494
Предельный относительный момент:
αm=N·e(γb2·Rв·b·h02)=49517·0136(09·195·1000·024·0182)=0493.
Площадь сжатой и растянутой арматуры:
AS=AS’=(γb2·Rв·b·h0RS)·[αm-(1–05)](1-)=(09·195·024·018435)·[0493–0494·(1–05·0494)](1–022)=0000211 м2
Принимаем нижнюю и верхнюю арматуру 212 А500 Аs= A’s=226 мм2 ds=12 мм.
Диаметр поперечных стержней определяем из условий:
dsw = 025 · 12 = 3 мм.
Принимаем 6 B500 с шагом S=200мм.
Рис. 6 Армирование верхнего пояса ферм
М=-1548 кН.м; N=-623 кН
Размер поперечного сечения: b=024 м h=022 м
-величина защитного слоя бетона аp=ap’=004м
-класс простой арматуры А400
-длина панели верхнего пояса l=15 м
Величина случайного эксцентриситета: ea=max(1600l130h10мм)=1600.15=001
l0h4 т.е. прогиб не учитывается
e0=max(MN)=(1548623)=248 м
e=e0+h0-a2=248+022-0042=257 м
Граничные высоты сжатой зоны:
R=m055)=(081+355700)=08151=053
αR=m04)=053.(1-05.053)=038
αm=N·e(γb2·Rв·b·h02)=623·257(09·195·1000·024·0182)=0117
AS=AS’=(γb2·Rв·b·h0RS)·[αm-(1–05)](1-)=(09·195·024·018355)·[0117–053·(1–05·053)](1–022)=0000224 м2
Принимаем нижнюю и верхнюю арматуру 212 А400 Аs= A’s=226 мм2 ds=12 мм.
Рис. 7 Армирование стойки
7. Расчет опорного узла
Поперечная сила: Qmax=34083 кН
Ширина и высота сечения опорной части: b=024; h1=088 м
Величина защитного слоя бетона: ар=ар’=006 м
Длина проекции наклонного сечения: с=126
Рабочая высота сечения: h0=h1+c12-(ap-еsp)=088+28512-(006+007)=0855
Момент сопротивления бетона:
Мb=15φn.Rbt.b.h20=15.1346.13.103.024. 08552=46049 кН.м
Поперечная сила воспринимаемая бетоном: Qb=Mbc=46049126=36547 кН
φnRbtbh0=05.1346.13.103.024.0855=17953 т.е. не корректируется
Qb=1795325 Rbtbh0=25Qb25.13.103.024. 088
5476864 т.е. не корректируем
Проекция наклонного сечения при нагрузке виде сосредоточенной силы
Поперечная сила в таком сечении: Q1=Qmax=34083 кН
Параметр a01=m2)=143
Параметр: 1=340831346.13.103.024.088=092
Предельное значение параметра: 1ult=15143+01875.143=1132
Проверка условия: 1=092 1ult=1132
Требуемая интенсивность хомутов:
qsw=025.φn .Rbt.b .iult 1=025.1346.13.103.024.1132092=12918кНм
sw=mh12:φn.Rbt.b.h02Qm0882=044;13.103.024.08812918=213; =044
Требуемая площадь поперечной арматуры при 2 стержнях в сечении:
Asw=qsw.swRsw=12918.03290.103.106=000013.10-6
Принимаем поперечную арматуру: 212 А400 Аsw=226 мм2 с шагом S=300 мм
Рис. 8 Армирование опорного узла
Проектирование колонны
Значение изгибающих моментов и продольных усилий принимается по результатам статического расчета поперечной рамы.
Армирование колонн принимается симметричным.
1. Исходные данные для расчета
Геометрические размеры сечений колонны:
-высота поперечного сечения надкрановой части колонны - hв=06м;
-высота сечения подкрановой части колонны – hн=07 м;
-ширина сечения колонны – b= 04 м.
Размеры колонны по высоте:
-высота надкрановой части колонны HВ=465 м;
-высота подкрановой части колонны – HН=63 м;
Класс бетона колонны В25 = 145 МПа; = 11 МПа;= 185МПа; = 16 МПа;= 3010 МПа.
Сочетания усилий в расчетных сечениях колонн от различных нагрузок представлены в таблице.
2. Расчет надкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет надкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетные усилия в сечении 2-2 (1+9+11+15)
b1=11 так как в сечении 2-2 участвует нагрузка от крана.
Расчетная длина надкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
при учете нагрузки от кранов:
без учета нагрузки от кранов:
Минимальная площадь продольной арматуры в надкрановой части:
- по конструктивным требованиям:
- из условия работы на внецентренное сжатие:
в зависимости от отношения
где i=0289h – радиус инерции сечения колонн относительно геометрического центра м.
При учете нагрузки от крана
Без учета нагрузки от крана
где =06-005=055 – рабочая высота сечения надкрановой части колоны м.
а =005м – расстояние от центра тяжести растянутой арматуры до наружной грани сечения.
Принимаем минимальную площадь сечения
Вычисляем площадь продольной рабочей арматуры принимаемой из стали класса А400
изгибающий момент от длительной нагрузки:
Ml =0+1198·0305-301·0305+0=2736 кН
продольное усилие от длительной нагрузки:
l=4073 +0+0+0=4073 кН
Рис. 9 Линия влияния опорной реакции
-коэффициент линии влияния.
где: =1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
Жесткость D определяем по формуле:
условие выполняется.
Расчет необходимой площади сечения арматуры:
αm = (M+N·(h0-as’)2 (Rb·γb1·b·h02)=0188
Принимаем 2 12 А400 с = As=Asс 0000226 м2
Проверяем условие min :
min принимается по таблице исходя из условия:
Следует подобрать арматуру по min.
Принимаем 2 18 А400 с = As=Asс 0000509м2
принимаем S = 200 мм.
ds – диаметр продольных стержней.
Диаметр поперечных стержней в свариваемых каркасах назначается из условия свариваемости.
принимаем dsw = 6 мм из стали В500
Рис. 10 Схема армирования надкрановой части колонны
3. Расчет подкрановой части на прочность и устойчивость
Расчет подкрановой части колонны на устойчивость в плоскости поперечной рамы производится при минимальной площади продольной арматуры определяемой по конструктивным требованиям или из условий работы колонны на внецентренное сжатие. Расчет минимальной площади продольной арматуры производится в зависимости от расчетных длин колонны.
Расчетная длина подкрановой части колонны в плоскости поперечной рамы:
Минимальная площадь продольной арматуры в подкрановой части определяется.
Без учета нагрузки от крана:
где =07-005=065 – рабочая высота сечения подкрановой части колоны м.
Принимаем минимальную площадь сечения 220 А400 с т.к. в сочетаниях участвует нагрузка от крана.
Расчетные усилия в сечении 3-3 (1+8+10) N = 8942 кН и М = -2068 кНм.
Расчетная высота колонны принимается.
b1=1.1 так как в сечении 3-3 участвует нагрузка от крана.
изгибающий момент от длительной нагрузки;
Ml =0-3053·0305-334·0305=-1033кН
продольное усилие от длительной нагрузки;
l=4872+407·0305+0=61134 кН
=1 – коэффициент принимаемый в зависимости от вида бетона.
т.к. е > еmin то принимаем е=033.
Расчет необходимой площади сечения арматуры
αm = (M+N·(h0-as’)2) (Rb·γb1·b·h02)=(2068+8942·(065-005)2)(14500·11·04·0)=024
Из условия устойчивости принимаем 2 20А400 с = As=Asс 0000628 м2
принимаем S = 300 мм.
Так как расстояние между стержнями продольной арматуры в направлении большей стороны больше 500 мм принята конструктивная арматура
A=A`1=0000308 м2 2 14 А400
Рис. 11 Схема армирования подкрановой части колонны
4. Расчет прочности колонны из плоскости поперечной рамы
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=4073 кН определяется с коэффициентом сочетаний γi=10. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=09 . Расчетные усилия в сечении 2-2.
Расчетные длины надкрановой и подкрановой частей колонны из плоскости поперечной рамы:
без учета нагрузки от крана
при учете крановых нагрузок .
Прочность внецентренно сжатого сечения колонн из плоскости поперечной рамы проверяется условием:
Надкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
Изгибающие моменты относительно центра тяжести растянутой арматуры:
т.к. е еmin то принимаем е=00945 м.
Условие выполняется. Прочность надкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20.
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие максимальной продольной силы N=11921 кН определенной с коэффициентом сочетаний γi=09. Следовательно коэффициентом условия работы бетона γb2=11
Подкрановая часть колонны рассчитывается на действие силы N приложенной с эксцентриситетом
где продольное усилие от длительной нагрузки
l=4872+1015·05+0+6034·0305=72199кН
Ml =72199 ·0013=939 кН
т.к. е еmin то принимаем е=0068 м.
Условие выполняется. Прочность подкрановой части колонны из плоскости поперечной рамы обеспечена так как принятая площадь арматуры больше расчетной принятой 2 20.
5. Расчет подкрановых консолей колонн
Армирование консолей колонн производится продольной и поперечной арматурой. Относительная высота сжатой зоны бетона консоли колонны определяется по формуле:
- рабочая высота консоли колонны
- эксцентриситет усилия Qк относительно грани колонны внизу консоли;
- поперечная сила действующая на консоль от постоянных и крановых нагрузок.
- изгибающий момент
относительно грани колонн внизу консоли.
Требуемая площадь продольной арматуры консоли колонны определяется по формуле:
Минимальная площадь продольной арматуры консоли колонны определяется из условия работы консоли на изгиб.
Принимаем фактическую площадь продольной арматуры консоли колонны.
2 А400 с As=Asс =760 мм2
Рассчитываемая консоль колонны относится к типу коротких консолей так как .
Предельное усилие воспринимаемое бетоном наклонной полосы консоли определяется по формуле:
где: - ширина подкрановой балки на опоре
- синус угла наклона сжатой полосы бетона к горизонтали
Поперечная арматура в консоли колонны по расчету не требуется так как условие выполняется.
Продольная арматура в сетках С2 и С3 принимается по конструктивным требованиям 28 А400.
Рис. 12 Армирование консоли средней колонны
Проектирование фундамента
1 Исходные данные для расчета
Для проектируемого здания применены отдельные железобетонные фундаменты ступенчатого типа под колонны из бетона класса В20 армированные арматурой класса А400.
Характеристики арматуры класса А400:
Rs = 355 МПа; Rsc = 355 МПа; Rsw = 285 МПа; Es = 200000 МПа.
Характеристики бетона класса В20:
Rbt.ser = 14 МПа; Rb.ser = 15 МПа; Rbt = 09 МПа; Rb = 115 МПа; γb2 = 09; Eb = 27000 МПа.
Расчетное сопротивление грунта – R0 = 022 МПа.
Расчетные и нормативные усилия на уровне обреза фундамента (сечение 4-4):
Мmax = 1697 кН·м– максимальный момент в сечении колонны
Nсоот = 6673 кН– максимальная продольная сила в сечении колонны
Qсоот = 307 кН– максимальная поперечная сила в сечении колонны
Мser = Мmax 115 = 1697 115 = 14757 кН·м – расчетный момент
N0 ser = Nсоот 115 = 6673 115 = 58026 кН – расчетная продольная сила
Qser = Qсоот 115 = 307 115 = 267 кН – расчетная поперечная сила
2. Предварительный выбор основных размеров фундамента
2.1. Определение глубины заложения фундамента
Глубина заложения определяется только из условия анкеровки так как колонна средняя промерзание грунта не будет.
- минимальное расстояние от дна стакана до подошвы.
2.2. Размеры стаканной части фундамента
Величина заделки колонны в фундамент: hз = hкол = 07 м
Глубина стакана: hс = hз + 005 = 07 + 005 = 075м;принимаем hс = 10 м
Минимальная высота фундамента: Hf min = hс + 03 = 10+ 03 = 13 м
Принимаем для дальнейшего расчета: Hf = 15 м
2.3. Размеры поперечного сечения подколонника
Длина подоколонника:
lп = hкол + 2 0075 + 2 bw = 07 + 015 + 2 015 = 115 м
Ширина подоколонника:
bп = bкол + 2 0075 + 2 bw = 04 + 015 + 2 015 = 085 м
hкол = 07 м – высота сечения колонны
bкол = 04 м – ширина сечения колонны
bw = 015 м – толщина стенки стакана в первом приближении
Принимаем следующие размеры:
Уточняем толщину стенки стакана расположенной перпендикулярно плоскости действия изгибающего момента:
lw = (lп - hкол – 015) 2 = (15-07- 015) 2 = 0325 м
Уточняем толщину стенки стакана расположенной параллельно плоскости действия изгибающего момента:
bw = (bп - bкол – 015) 2 = (12 – 04 – 015) 2 = 0325 м
2.4. Размеры подошвы фундамента
Расчетное значение момента на уровне подошвы фундамента:
М = Мmax + Qсоот Hf = 1697 + 307 15 = 21575 кНм
l = (N0 ser (m(R0 - d)))12 = (58026 (08(220-2015)))12 = 195 м
m = 08 - соотношение между сторонами подошвы фундамента
Hf =15м – глубина заложения фундамента;
b = l m = 195 08 = 156 м
Принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
l = 21 м b = 18 м h = 15 м S = 378 м2
Рис. 13 Размеры фундамента
2.5. Расчет плитной части фундамента
Плитная часть фундамента рассчитывается по двум группам предельных состояний. Расчет по первой группе включает проверку прочности на продавливание плитной части в целом и по каждой ступени в отдельности а также расчет на изгиб консольных выступов в сечениях по граням ступеней и подколонника. Расчет по второй группе предельных состояний – на образование и раскрытие трещин в подошве фундамента.
Среднее давление на грунт:
Р = N0 ser (b l ) = 6673 (18·21)+ = 17653 кПа
Толщина дна стакана:
hbot = Hf - hс = 15 – 10 = 05 м
Высота плитной части: H = 03 м
Р =N0 ser (b · l)+(Мser+ Qser ·Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (18·21)+(14757+267·15)(18·2126) + 2000·165·981·10-3·115=35558кПа
Р = 35558кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
Условие не выполняется принимаем размер подошвы по серии 1.412.1-6:
l = 24 м b = 18 м h = 15 м S = 432 м2
Р =N0ser (b · l)+(Мser+ Qser · Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (18·24)+(14757+267·15)(18·2426) + 2000·165·981·10-3·115=30027кПа
Р = 30027кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
l = 27 м b = 21 м h = 15 м S = 567 м2
Р =N0ser (b · l)+(Мser+ Qser · Hf) (b · l26)+ с · d = 58026 (21·27)+(14757+267·15)(21·2726) + 2000·165·981·10-3·115=22845кПа
Р = 22845кПа 12 R0 = 12 220 = 264 кПа.
3. Проверка фундамента по прочности на продавливание
Рабочая высота плитной части: H0 = H - а = 03 – 005 = 025 м
Проверяем условие:H0 = 025 м H + (l - b )2=03+(27-21) 2 = 06 м
Необходимо произвести расчет на продавливание фундамента колонной от дна стакана и на раскалывание фундамента колонной при действии только расчетной нормальной силой.
Площадь многоугольника ABCDEG:
А0 = 05b(l - ln - 2H0 )-025(b - bn - h01 )2 =0521(27-21-2025)-025(21-12-05)2 =0065 м2
Наибольшее краевое давление на грунт от расчетной нагрузки без учета веса фундамента и грунта на его уступах:
Pmax = (Nсоот bl) + (Mmax Wy ) = (6673 2127) + (1697 27 (2136) = 1584 кПа
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 0065 1584 = 103 кН
Средний размер грани и пирамиды образующейся при продавливании в пределах рабочей высоты:
Um = bc + hbot0 = 07 + 045 = 115 м
hbot0= hbot – а=05-005=045 м
Площадь боковой поверхности колонны заделанной в стакан фундамента:
Ащ = 2 hз (bкол + hкол ) = 207(04+07) = 154 м2
Проверяем условие прочности на продавливание:
N = b l Rbt ( ’ A0 ) + Um hbot0 = 2127900 (085 0065) + 115045 = 9236251 кН
’ = 1 – 04 Rbt Ащ Nсоот = 1 – 04900154 6673= 017 085
Nсоот = 6673 кН N = 9236251 кН
Условие выполняется.
4. Проверка фундамента по прочности на раскалывание
Расчет на раскалывание фундамента производим на действие расчетной нормальной силы.
Площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях проходящих по осям колонны параллельно длинной и короткой сторонам подошвы фундамента за вычетом стакана фундамента соответственно:
Afl = 072 м2 Afb = 054 м2
Так как: bкол hкол = 04 07 = 028 Afl Afb =072054 = 129
то: N = 0975 Afl Rbt (1 + bкол hкол ) = 0975081900(1+0409) = 102636 кН
и тогда проверяем: Nсоот = 6673 кН N = 102636 кН
5. Проверка ступени по прочности на продавливание
Площадь многоугольника продавливания: А0 = 044 м2
Расчетная продавливающая сила:F = A0 Pmax = 044 1584 = 697 кН
Проверяем условие прочности ступени на продавливание:
F = 697 кН bm Rbt b2 h02 = 105 900 09 025 = 21263 кН
bm = h02 + b2 = 025 + 08 = 105 м
Рис. 14 К определению площади продавливания
6. Армирование подошвы фундамента
Армирование подошвы фундамента производится одной сеткой С-7 с рабочими стержнями с шагом 200 мм в продольном и поперечном направлениях.
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной длинной стороне фундамента и вылетом ступени cl = 06 м:
Mb=Nсоотcl2(2l)(1+6e0l–4(e0cl l2))=66730452(227)(1+6028 27–4(02806272))=346 кНм
е0 = (Mmax + Qсоот d) (Nсоот + 20 b l ) = (1697 +307 165) (6673 +202127) = 028 м
Asl = Mb (09 RS h01 ) = 346(09 355103 05) = 0.00022 м2
Сечение по грани подколонника с арматурой параллельной короткой стороне фундамента и вылетом ступени cb = 06 м:
Ml = Nсоот c12 (2 b) = 6673062 (221) = 572кНм
Asb = Ml (09 RS h01 ) = 572 (09 355103 05) = 000018 м2
Количество стержней в сетке по длине и ширине:
Минимальный диаметр стержней в сетке по длине и ширине:
dsl(b) = (4 * Asl1(sb1) ( * nl(b)))0.5
dsl = (4 · 220 ( · 13))0.5 = 464 мм.
dsb = (4 · 180 ( · 10))0.5 = 479 мм.
Принимаем сетку С-1
7. Проверка прочности подколонника
Проверка прочности подколонника по нормальным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по двум сечениям: в уровне плитной части (сечение 1-1) и в уровне нижнего торца колонны (сечение 2-2).
Случайный экцентриситет:ea = lп 30 = 21 30 = 007 м
Приведенный момент в сечении:
M1 = Мmax + Ncooт ea + Qcooт hп = 1697 + 6673007 + 30712 = 25325 кНм
Эксцентриситет продольного усилия:
е1 = M1 Nсоот + еа = 25325 6673 + 007 = 045 м
Площадь сжатой зоны:
АВС = bп lп (1 – 2 е1 lп ) = 12 21 (1 – 21045 21) = 144 м2
Проверяем условие:Nсоот=6673b3b9 Rb ABC=0850911500144=126684кН
Т.к. это сечение коробчатое то оно приводится к эквивалентному тавровому
hf = h’f = bw1 = bw = 0325 м; b = 2bw2 = 2b’w = 0325 м; bf = b’f = bп = 12 м
’ = 1-04 Rbt Ащ Nсоот = 1-04900154 6673=083 085
Продольная сила передаваемая через бетон замоноличивания на стенки стакана:
Nc = 04 Rbt b2 Aщ = 0490009154=49896 кН
Nc=(1- ’)Nсоот = (1-085)6673= 1001 кН
Проверяем условие: Nс = 1001 Rb b’f h’f = 11500120325 = 8625 кН
Условие выполняется. Следовательно граница сжатой зона проходит в полке и сечение расчитывается как прямоугольное с шириной bп = 12 м.
M2 = Мmax-Ncea+Qcooтhс = 1697 +1001007+3071 =2074 кНм
Эксцентриситет продольного усилия: е2 = M2 Nс + еа = 2074 1011 + 007 = 212 м
Площадь сжатой зоны: АВС = bп lп (1 - 2 е2 lп ) = 12 21 (1 - 21212 21) 0
Следовательно сила приложения находится за пределами сечения подколонника. Рассчитываем подколонник как внецентренно нагруженный жб элемент по высоте сжатой зоны:
х = Nсоот Rb bп = 6673 11510312 = 005 м
х = 005м R (lп – 005) = 0531 (15– 005) = 109 м
Требуемая площадь рабочей продольной арматуры на одну сетку:
А’S = АS = ((Rb bп lп02 ) RS ) ((n - ’n (1-05’n )) (1-)) =
= ((11510312145 2)355103) ((009-0024(1-050024)) (1-0024)) = 000246 м2
l п0 = lп - а’ = 15 – 005 = 145м
l2 = l1 + 05(lп0 – а’ ) = 1178 + 05(145-005) = 278м
’n = Nсоот (Rb bп lп0 ) = 6673 (11510312145) = 0024 R = 0531
n = Mmax l2 (Rb bп lп02 ) = 1697 278 (115103121452 ) = 0009
= а’ lп0 = 005 145= 0024
каркаса КР 1 по 612 А400 с А’S = АS ≥ 00004 bп lп0 = 0.00098 м2
каркаса КР 2 по 514 А400 с А’S = АS ≥ 0.0004 bп lп0 = 0.00098 м2
Проверяем условие по наименьшей принятой площади арматуры:
N*=Rbbпх(lп–05х)+RSCA’S(lп0–a')=11510312005(15-05005)+4351030000679(145–005) = 309629 кНм
Nсоот=6673N*= 309629 кНм - условие выполняется.
8.Расчет подколонника по наклонным сечениям
Проверка прочности подколонника проводится по одному из двух наклонным сечениям: 3-3 или 4-4 в зависимости от величины расчетного эксцентриситета.
Расчетный момент с расчетным эксцентриситетом:
при е’ = (Мmax + Qсоот hc ) Nсоот = (1697 + 3071) 6673=03 м
hкол 2 = 12 = 05 м > е’ = 03 м > hкол 6 = 07 6 = 012 м
МВ = Мmax + Qсоот hc - 07 Nсоот е’ = 1697 +3071 – 07667303 = 6027 кНм
Площадь рабочей арматуры одной сетки С2:
АS = МВ RS zi = 6027 435103 30 = 0.0001 м2
zi = z1 + z2 + z3 + z4 = 02+04+06+08= 2 м
zi - расстояние от каждого ряда сеток С 2 до торца колонны.
Т.к. полученная по расчету площадь меньше предельно допустимой то принимаем минимально допустимое армирование на одну сетку 4 12 А-400 с АS = 0000452 м2.
9.Армирование подколонника
Железобетонный подколонник проектируемого фундамента армируется вертикальными каркасами КР1 КР2 образующих пространственный каркас горизонтальными сетками в пределах высоты подколонника и сетками косвенного армирования под дном стакана.
Количество сеток принимается взависимости от глубины стакана. Сетки располагаются равномерно по высоте от верха фундамента до отметки ниже дна стакана на 50 мм. Стержни горизонтальных сеток располагают к наружных и внутренних плоскостей стенок стакана с таким расчетом чтобы стержни продольной арматуры подколонника проходили внутри ячеек сетки. Согласно типовой серии 1.412.1-6 принята расстановка горизонтальных сеток. Толщина защитного слоя бетона для рабочей арматуры подколонника принята: 50 мм в попречном направлении и 50 мм в продольном направлении.
Рис. 15 Армирование фундамента под колонну
Библиографический список
ГОСТ 11118-73. Панели из автоклавных ячеистых бетонов для наружных стен зданий. Технические требования. Москва.
ГОСТ 13840-68*. Канаты стальные арматурные 1х7. Технические условия. Издательство стандартов. Москва.
ГОСТ 14098-91. Соединения сварные арматуры и закладных изделий железобетонных конструкций типы конструкции и размеры.
ГОСТ 23279-85. Сетки арматурные сварные для железобетонных конструкций и изделий. Москва. Госстрой СССР. 1985.
ГОСТ 5781-82. Сталь горячекатаная для армирования железобетонных конструкций. Технические условия.
ГОСТ 6727-80*. Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций
Технические условия. Госстрой СССР. Москва. 1994. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2005.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона (к СП 52-102-2004). ГУП НИИЖБ Госстроя РФ.
Серия 1.412.1-16. Фундаменты монолитные железобетонные на естественном основании под типовые железобетонные колонны одноэтажных и многоэтажных зданий.
Серия 1.463.1-16. Фермы стропильные железобетонные сегментные для покрытий одноэтажных производственных зданий пролетами 18 и 24 м.
) СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ. Москва. 2006.
) СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции Основные положения. ГУП НИИЖБ Госстроя России. Москва. 2004.
) СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конструкции. ГУП НИИЖБ Госстроя России.
) Железобетонные конструкции. Байков В. Н. Сигалов Э. Е. Москва. Стройиздат. 1985.
) Строительные конструкции. Учебное пособие. Малбиев С.А. Телоян А.Л. Лопатин А.Н. Иваново. 2006.