Скачать

Несущие конструкции одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами среднего режима работы (в doc-е вставка CorelDraw11)

1. Компановка поперечной рамы.

1.1. Определение высоты здания.

Высота (размер) от уровня верха фундамента до низа несущей конструкции покрытия

Н = Нв + Нt

Высота подкрановой части колонны (от уровня верха фундамента до верха консоли) Нв = Н1 – hr – hсв +а1

Имея ввиду, что Н1 = 8,12м; hr = 0,12м; hсв = 1м, а1 = 0,15м; получим

Нв = 8,12 – 0,12 – 1,0 + 0,15 = 7,15м.

Высота надкрановой части колонны (от уровня верха консоли до низа несущей конструкции)

Нt = hп.б. + hr + hсв +а2, имея ввиду, что hп.б.=1,0м; а2 = 0,20м (т.к. при пролете 36м) Нt = 1,0 + 0,12 + 2,4 + 0,20 = 3,72м; получим

Н = 7,15 + 3,72 = 10,87м.

Отметка низа несущей конструкции покрытия

Н – а1 = 10,87 – 0,15 = 10,72м.

С учетом модуля кратности 0,6м.принимаем отметку низа несущей конструкции покрытия (отметка верха колонны) 10,800. так как отметка уровня головки рельса задана технологическими требованиями, корректируем высоту подкрановой части колонны

Н = 10,72 + а1 = 10,72+0,15=10,87м 10,800 – 10,72 = 0,08

Нtфак = Нt + 0,08 = 3,72 + 0,08 = 3,8м.

Нф = 3,8 + 7,15 = 10,95м.

Назначаем высоту фермы Нф = 1/8*36 = 4,5м

Приняв толщину покрытия 0,6м получим отметку верха здания с учетом парапетной плиты: Нобщ = 10,80 + 4,5 + 0,6 + 0,2 = 16,100м.

1.2 Определение размеров сечения колонн каркаса.

Привязка грани крайней колонны к координационной оси здания а = 250мм (т.к. шаг колонн – 12,0м > 6,0м, грузоподъемность крана Q = 20/5т < 30т)

- надкрановая часть: ht = 60см. так как привязка а=250мм; в=50см. так как шаг 12м.;

- подкрановая часть из условия hв = (1 – 1 )*Нв hв = 0,715 – 0,511,

10 14

принимаем hв = 800мм.

- глубина заделки в фундамент определяется из условий:

hз > 0,5 + 0,33 hв; hз = 0,5 + 0s,33*0,8 = 0,764

hз > 1,5b; hз = 1,5*0,5 = 0,750

hз < 1,2м. принимаем hз = 800мм.

2. Определение нагрузок на поперечную раму.

2.1. Определение нагрузок

2.2 Расчетные нагрузки на элементы поперечной рамы.(при g_n = 0,95)

На крайнюю колонну

Постоянные нагрузки. Нагрузки от веса покрытия приведены в табл.1. Расчетное опорное давление фермы: от покрытия 3,45*12*36/2=745,2кН; от фермы (180/2)*1,1=99кН, где 1,1- коэффициент надежности по нагрузке gf. Расчетная нагрузка от веса покрытия с учетом коэффициент надежности по назначению здания gп<0,95 на крайнюю колонну F1=(745,2+99)*0,95=802кН., на среднюю F2 = 2F1 =1604 кН.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая на колонну выше отметки 6,6м: F=(2,5*5,4+0,4*1,2)*12*1,1*0,95=175,31кН; Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая непосредственно на фундаментную балку: F=3,52*6*1,1*0,95=22,07кН; Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок F=115*1,1*0,95=120,2кН, где Gn =115кН-вес подкрановой балки;

Расчетная нагрузка от веса колонн. Крайние колонны: надкрановая часть F=0,5*0,6*3,8*25*1,1*0,95=32,9кН; подкрановая часть F=0,5*0,7*6,75*25*1,1*0,95=61,72кН. Средние колонны соответственно: F=0,5*0,6*3,8*25*1,1*0,95=32,9кН;

F=(0,5*0,25*10,05*2+(0,9+3*0,4)0,5(1,2-2*0,25))25*1,1*0,95=84,84кН.

Временные нагрузки. Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова на 1м2 площади горизонтальной проекции покрытия для III района, согласно главе СниП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия», sо=1,0кПа, средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца V=4м/с>2м/с снижают коэффициент перехода m=1 умножением на коэффициент K=1,2-0,1V=1,2-0,1*4=0,8, т.е. Km=0,8. Расчетная снеговая нагрузка при km=1*0,8, gf =1,4, gп =0,95; на крайние колонны: F= sо*k*m*а (i / 2) gf*gп= =1,5*0,8*12*(36/2)*1,4*0,95=344,7кН.; на средние колонны F=2*344,7=689,4кН.

Крановые нагрузки. Вначале строим линию влияния реакции опор подкрановой балки и определяем сумму ординат У.

К=500 М=6300

а = 12000 а = 12000

1,3

Вес поднимаемого груза Q=200кН. Пролет крана 36-2*0,85=34,3м. Согласно стандарту на мостовые краны база крана М=630см, расстояние между колесами К=500см, вес тележки Gп=8,5кН; Fn,max=220кН; Fn,min=60кН.

Расчетное максимальное давление на колесо крана при gf =1,1;gп =0,95 Fmax=220*1,1*0,95=229,9кН;

Fmin=60*1,1*0,95=62,7кН.

Расчетное поперечная тормозная сила на одно колесо:

Нmax=Нmin=200+85*0,5*1,1*0,95=7,45кН

20

Вертикальная крановая нагрузка на колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний gi =0,85; Dmax=229,9*0,85*2,95=576,47кН;

Dmin=62,7*0,85*2,95=157,22кН.,гдеSу=2,95-сумма ординат линии влияния давления двух подкрановых балок на колонну; то же от четырех кранов на среднюю колонну с коэффициентом сочетаний gI=0,7 равна 2Dmax = 2*229,9*0,7*2,95=949,49кН.

Горизонтальная крановая нагрузка на колонну от двух кранов при поперечном торможении Н=7,45*0,85*2,95=18,7кН.

Ветровая нагрузка. Нормативное значение ветрового давления по главе СниП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» для II района, местности типа Б wо=0,23кПа (230Н/м2). При условии Н/2L=16,8/(3*36)=0,156<0,5 значения аэродинамического коэффициента для наружных стен принято:

- с наветренной стороной се= 0,8,

- с подветренной стороны се= -0,5

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm с наветренной стороны равно:

- для части здания высотой до 5м от поверхности земли при коэффициенте, учитывающем изменение ветрового давления по высоте, при К=0,5: wm1= 300*0,5*0,8=120Н/м2;

- то же высотой до 10м, при К=0,65: wm2= 300*0,65*0,8=156Н/м2;

- то же высотой до 20м, при К=0,85: wт3= 300*0,85*0,8=204Н/м2;

- На высоте 16,8м в соответствии с линейной интерполяцией с наветренной стороны: wm4=wm2+(( wm3-wm2)/10)(Н1-10)= 156+((204-156)/10*(16,8-10)=189Н/м2;

- то же на высоте 10,8м : wm5=wm2+(( wm3-wm2)/10)(Н1-10)= 156+((204-156)/10*(10,8-10)=160Н/м2;

Переменную по высоте ветровую нагрузку с наветренной стороны заменяют равномерно распределенной, эквивалентной по моменту в заделке консольной балки длиной 10,8:

wm=2Масt= {2*(120*5² + 120+156 *(10-5)(10-5 + 5)+ 156+160(10,8-10)

Но² 2 2 2 2

*(10,8-10 +10))}/10,8² =140,5Н/м2;

2

С подветренной стороны wms=(0,45/0,8)*140,5=79Н/м2.

Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до отметки 13,8м при коэффициенте надежности по нагрузке gf =1,4, коэффициенте надежности по назначению здания gп=0,95:

- с наветренной стороны р=140,5*12*1,4*0,95=2242,4Н/м;

- с подветренной стороны рs=79*12*1,4*0,95=1260,8Н/м.

Расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка выше отм.10,8м:

W=wm4-wm5(Н1-Но)аgfgп(се-сеs)=0,189+0,160(16,8-13,8)*6*1,4*0,95(0,8+0,5)=21

2 2

кН.

Комбинация нагрузок и расчетные усилия в сечениях

крайней колонны

4. Расчет и конструирование колонны крайнего ряда.

Данные для расчета сечений: бетон тяжелый класса В15, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении, Rb=8,5МПа; Rbt=0,75МПа; Еb=20,5х10³ МПа. Арматура класса АIII, d>10мм, Rs=Rsc=365МПа, Еs=2х10³ МПа.

Сечение 1 – 0 на уровне верха консоли колонны.

Сечение колонны b х h=50 х 60см при а=а¢=4см, полезная высота сечения h0=h-a=60-4=56см. В сечении действуют 2 комбинации расчетных усилий.

Усилия от продолжительного действия нагрузки МL=86,11кН*м; NL=1041,8кН. При расчете сечения на 1-ую и 2-ую комбинации усилий расчетное сопротивление Rb следует вводить с коэффициентом gb2=1,1, так как в комбинации включены постоянная, снеговая, крановая и ветровая нагрузки. Расчет внецентренно-сжатых элементов прямоугольного сечения с несимметричной арматурой. Необходимо определить Аs и Аs¢.

1. Определение моментов внешних сил относительно оси, параллельной линии, ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наиболее сжатого стержня арматуры:

- от действия полной нагрузки:

МII=М1=Мtot + Ntot * (h0 -a¢)/2=155,32+1386,5*(0,56-0,04)/2 =515,8кН*м

- от действия длительно действующих нагрузок:

МI=M1L=ML + NL * (h0-a¢)/2=86,11+1041,8*(0,56-0,04)/2=356,98кН*м.

2. Определение эксцентриситета продольной силы относительно центра тяжести приведенного сечения:

е0=Мtot ≥ еa, еa – случайный эксцентриситет:

Мtot

еa ≥ 1 * i = 380 = 0,63см; еa ≥ 1 *h = 60/ 30 = 2см; еa ≥ 1см.

600 600 600

е0 = М = 155,32 =11,2см ≥ еa

N 1386,5

3. Определение гибкости элемента:

l = iо , l > 4 (h > 1)

h

iо= 2Н2 = 2*3,8 ≥ 7,6м; l = 760 / 60 = 12,7 – 0,2% → к Аs¢

необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

4. Определение коэффициента dе:

dе = iо ≥ dе,min=0,5-0,01* iо- 0,01Rв * gb2 =0,5-0,01*760 - 0,01*1,1*8,5=

h h 60

=0,28; dе = 11,2 / 60 = 0,187 < dе,min принимаем dе = 0,28

5. Определение коэффициента, учитывающего влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии:

jl = 1 + b * М1L = 1 + 1*356,98 = 1,69 ≤ (1 + b ) = 2

М1 515,8

6. С учетом гибкости элемента задаемся процентом армирования:

m = Аs+ Аs¢= (1 – 2,5%) = (0,01 – 0,025)

m = 0,004 – первое приближение

7. Определение коэффициента a: a = Еs = 200000 = 9,77

Еb 20500

8. Вычисление условной критической силы:

Ncr = 6,4*Ebé I æ 0,11 + 0,1ö + aIsù =

i²₀ ë jl è 0,1 + dеj ø û

= 6,4*20500(100) é 900000 æ 0,11 +0,1ö + 9,77*7571,2 ù =

760² ë 1,69 è 0,1 + 0,28 ø û

= 63,94*10³Н = 6394кН.

Здесь I = b*h³ = 50 * 60³ = 900000см⁴;

12 12

Is = m* b*ho (0,5h – а)² = 0,004 * 50 * 56 (0,5*60 – 4)² = 7571,2см4

9. Определение коэффициента h, учитывающий влияние прогиба:

h = 1 = 1 = 1,28

1 – Ntot/ Ncr 1 – 1386,5/6394

10. Определение значения эксцентриситета приложения продольной силы относительно оси, параллельной линии, ограничивающей сжатую зону и проходящей через центр наиболее растянутого или наименее сжатого стержня арматуры, с учетом прогиба элемента:

е = е0 * h + ho - а¢ = 11,2 * 1,28 + 56 – 4 = 40,34см

2 2

11. Вычисление высоты сжатой зоны х = Ntot = 1386,5 =

Rв * gb2* b 8,5*1,1*50

= 29,66см².

Относительная высота сжатой зоны x = х / ho = 29,66 / 56 = 0,53

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона

xR = w / é1 + Rsæ1 - w öù = 0,7752 / é1+ 365 æ1 – 0,7752öù = 0,611

ë 4 è 1,1øû ë 400è 1,1ø û

w = 0,85 – 0,008* Rв * gb2 = 0,85 – 0,008*8,5*1,1 = 0,7752

Так как x =0,53 < xR =0,611 – случай больших эксцентриситетов, то:

Аs¢ = Ntot *е – 0,4* Rв* gb2* b*hо² = 1386,5*40,34 – 0,4*8,5*1,1*60*56²=

Rsc (ho - а¢) 356*(56 – 4)

= - 35см² < 0

Аs¢< 0, принимаем по конструктивным требованиям, т.к. iо/h =12,7

находится в пределе значений 10 < iо/h ≤ 24, то принимаем min % армирования 0,2% т.е. 0,002 ® к Аs¢.

0,002 * b* hо = 5,6 см² = Аs¢ принимаем 3Ø16 АIII с Аs = 6,03 см².

Аs = 0,55 * Rв* gb2* b*hо – Ntot+ Аs¢= 0,55*8,5*1,1*50*56 - 1386,5 = 1,5

Rs 356

Проверка прочности внецентренно сжатых элементов прямоугольного сечения с несимметричной арматурой.

Необходимо определить несущую способность сечения.

1. m^факт = Аs + Аs¢ = 6,03 + 1,57 = 0,0025

b* h 3000

2.Определение высоты сжатой зоны бетона:

Х=Ntot + Rs*Аs – Rsc*Аs¢=1042+365*10³ *6,03*10^-4 – 365*10³*1,57*10^-4=

Rв* gb2* b 1,1 * 8,5*10³ * 0,5

Х = 1204,8 = 0,26 см

4675

2. xR * hо = 0,611* 56 = 34,22 см

при Х < xR * hо (0,26 < 34,22) – случай больших эксцентриситетов, прочность сечения обеспечина при условии:

Ntot * е £ Rв* gb2* b * Х (hо – 0,5*Х) + Rsc * Аs¢( hо - а¢)

ео = Мtot = 94 = 0,09 см

Ntot 1042

МII=М1=Мtot + Ntot * (h0 -a¢)/2= - 94 + 1042 * 0,26 =176,92 кН*м МI=M1L=ML + NL * (h0-a¢)/2=86,11+1041,8*(0,56-0,04)/2=356,98кН*м

jl = 1 + b * М1L = 1 + 1*356,98 = 2,02 ≤ (1 + b ) = 2 jl > 2

М1 176,92

следователҗно принимаем jl = 2

Ncr = 6,4*Eb é I æ 0,11 + 0,1ö + aIsù =

i²₀ ë jl è 0,1 + dеj ø û

= 6,4*20500(100) é 900000 æ 0,11 +0,1ö + 9,77*7571,2 ù =

760² ë 2 è 0,1 + 0,28 ø û

= 63,94*10³Н = кН > Ntot = 1042 кН

h = 1 = 1 = 1,2

1 – Ntot/ Ncr 1 – 1042 / 6394

е = е0 * h + ho - а¢ = 0,09 * 1,2 + 56 – 4 = 26,11см

2 2

1042 * 0,2611 £ 8,5 * 10³ * 1,1 * 0,5 * 0,003 (0,56-0,5 * 0,003) + 365 * 10³ * 0,000603 (0,56-0,04)

272,07 кН*м < 122,3 кН*м – условие выполняется.

Расчет сечения 1-0 в плоскости, перпендикулярной к плоскости изгиба, не делаем, так как i_о¢ / h¢ = 5,7 / 0,5 = 11,4, где i_о¢=1,5Н₂=1,5*3,8 = 5,7 м < i_о / h = 12,7.

h¢ = b – ширина сечения надкрановой части колонны в плоскости рамы.

5. Расчет внецентренно нагруженного фундамента под колонну.

Район строительства : г.Азнакаево

Расчетное сопротивление грунта Rо = 0,36 МПа (360кН/м²)

Глубина заложения фундамента d = 1,7м (по условию промерзания грунтов). Бетон фундамента класса В12,5, арматура сеток из стали класса АII.

Определение нагрузок и усилий.

На уровне верха фундамента от колонны в сечении 2 - 1 передаются максимальные усилия:

Мmax = 45,11 кН*м N = 1687,32 кН Q = 26,39 кН

Мmin = - 163,13 кН*м N = 1484,12 кН Q = 11,9 кН

Nmax = 2171,65 кН M = - 30,83 кН*м Q = 5,43 кН

То же, нормативные:

Мn = 39,23 кН*м Nn = 1467,23 кН Qn = 22,86 кН

Мn = - 141,85 кН*м Nn = 1290,54 кН Qn = 10,35 кН

Nn = 1888,4 кН Мn = - 26,81 кН*м Qn = 4,72 кН

От собственного веса стены передается расчетное усилие

Nw = 74,5 кН с эксцентриситетом е = 0,525м = 52,5 см

Мw = - 74,5*0,525 = - 39,11кН*м Мwn = - 34,0 кН*м

Расчетные усилия, действующие относительно оси симметрии подошвы фундамента, без учета массы фундамента и грунта на нем:

- при первой комбинации усилий

М = М4 + Q4 * hf + Мw = 45,11 + 26,29*1,55 – 39,11 = 46,75 кН*м

где высота фундамента по условию заглубления

hf = 1,7 – 0,15 = 1,55м;

N = N4 + Nw = 1687,32 + 74,5 = 1761,82 кН

- при второй комбинации усилий:

М = - 163,13 + 11,9*1,55 – 39,11 = - 183,8 кН*м

N = 1484,12 + 74,5 = 1558,62 кН

- при третьей комбинации усилий:

М = - 30,83 + 5,43*1,55 – 39,11 = - 61,52 кН*м

N = 2171,65 + 74,5 = 2246,15 кН

то же, нормативные значения усилий:

Мn = 39,23 + 22,86*1,55 – 34 = 40,66 кН*м

Nn = 1467,23 + 64,78 = 1532 кН

Мn = - 141,85 +10,35 *1,55 – 34 = -159,81 кН*м

Nn = 1290,54 + 64,78 = 1355,32 кН

Мn = -26,81 + 4,72 *1,55 – 34 = -53,49 кН*м

Nn = 1888,4 + 64,78 = 1953,18 кН

Предварительные размеры подошвы фундамента.

Ориентировочно площадь подошвы фундамента можно определить по усилию Nmax n как для центрально загруженного фундамента с учетом коэффициента gn = 0,95

А = Nn * gn = 1953,18 * 0,95 = 5,69 м²

Rо – d*gm 360 – 1,7 * 20

Rо = 360кН/м² gm = 20 кН/м³

Назначая отношение сторон фундамента b/а = 0,8, вычисляем размеры сторон подошвы:

аf = √ 5,69 / 0,8 = 2,67 м bf = 0,8 * 2,67 = 2,14 м

Учитывая наличие момента и распора, увеличиваем размеры сторон ≈ на 10-15%; принимаем аf х bf = 3,0х2,7м (кратно 30см); площадь подошвы А = 3 х 2,7 = 8,1 м²

Момент сопротивления подошвы в плоскости изгиба

Wf = 2,7 * 3² / 6 = 4,05 м³

Так как заглубление фундамента меньше 2м, а ширина подошвы более1м, то необходимо уточнить нормативное сопротивление грунта основания по форме

R = R0 é1+k1 æ bf – b0öù*æd + d0 ö = 0,36 é1+0,05 æ 2,7 - 1öù*æ1,7+2 ö=0,361

ë è b0 øû è 2d0 ø ë è 1 øû è 2 * 2 ø

k1 = 0,05 для глинистых грунтов: b0 = 1м, d0 = 2м; d = 1,7м; bf = 2,7м.

Определение краевого давления на основание.

Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах

Gⁿf = af * bf * d * gm = 2,7*3*1,7*20 = 275,4 кН; расчетная нагрузка

Gf = Gⁿf * gf = 302,94 кН.

Эксцентриситет равнодействующий усилий всех нормативных нагрузок, приложенных к подошве фундамента:

- при первой комбинации усилий

е0 = Мn / (Nn + Gⁿf) = 40,66 / (1532 + 275,4) = 0,022 м

- при второй комбинации усилий

е0 = - 159,81 / (1355,32 + 275,4) = - 0,098 м

- при третьей комбинации усилий

е0 = - 53,49 / (1953,18 + 275,4) = - 0,024 м

Так как е0 = 0,022м < af / 6 = 3 / 6 = 0,5 м, то краевое давление вычисляем по формуле

- при первой комбинации усилий

Р1 = Nⁿf*gn æ1+ 6 е0 ö = 1807,4*0,95 æ1 + 6 * 0,022 ö = 221,3 кН/м²

аf * bf è аf ø 2,7* 3 è 3 ø

что меньше 1,2R = 421 кН/м²; где Nⁿf = Nⁿ + Gⁿf =1532+275,4= 1807,4 кН

Р2 = 1807,4*0,95 æ1 - 6 * 0,022 ö = 202,65 кН/м² < 0,8 R = 281 кН/м²

2,7* 3 è 3 ø

- при второй комбинации усилий

Nⁿf = 1355,32 + 275,4 = 1630,72 кН

Р1 = 1630,72*0,95 æ1 + 6 * (-0,098) ö = 153,77 кН/м² < 1,2 R = 421 кН/м²

2,7* 3 è 3 ø

Р2 = 1630,72*0,95 æ1 - 6 * (-0,098) ö = 228,74 кН/м² < 0,8 R = 281 кН/м²

2,7* 3 è 3 ø

- при третьей комбинации усилий

Nⁿf = 1953,18 + 275,4 = 2228,58 кН

Р1 = 2228,58*0,95 æ1 + 6 * (-0,024) ö = 248,8 кН/м² < 1,2 R = 421 кН/м²

2,7* 3 è 3 ø

Р2 = 2228,58*0,95 æ1 - 6 * (-0,024) ö = 273,9 кН/м² < 0,8 R = 281 кН/м²

2,7* 3 è 3 ø

Максимальное значение эксцентриситета е0 = 0,022 м < 0,1аf = 0,1*3=0,3 м, поэтому можно считать, что существенного поворота подошвы фундамента не будет т защемление колонны обеспечивается заделкой ее в стакане фундамента.

Расчет тела фундамента.

Глубина заделки в фундамент приняли hз = 800мм, что удовлетворяет условно по заделке арматуры hз ³ 30d1 + d = 30 * 18 + 50 = 590 мм (где d1= 18мм – диаметр продольной арматуры крайней колонны).

Принимая толщину стенок стакана поверху 225мм и зазор 75 мм, размеры подколонника в плане будут:

ас = hс + 2*225 + 2*75 = 800 + 450 + 150 = 1400 мм

bс = bс + 2*225 + 2*75 = 500 + 450 + 150 = 1100 мм

Высота подколонника hз = 800мм, уступы высотой по 300 мм.

Момент, действующий от расчетных нагрузок на уровне низа подколонника М1=М4+Q4*hз - Мw = 45,11+26,29*0,8–39,11=27,03кН*м

Эксцентриситет е01 = М1 = 27,03 = 0,015м < hс = 0,8 = 0,13 м

N 1761,82 6 6

Расчет продольной арматуры подколонника.

Толщину защитного слоя бетона принимаем не менее 50мм, берем расстояние от наружной грани стенки стакана до центра тяжести сечения арматуры аb = аb¢= 6cм. Расчетный эксцентриситет продольной силы относительно арматуры Аs

е = е01 + ас / 2 – а = 0,015 + 1,4/2 – 0,06 = 0,655м = 65,5см

Площадь сечения продольной арматуры

Аs = Аs¢= gn * N*е– Rb* gb2* S0 = 0,95*1761820*65,5 – 7,5(100)*1,1*17,2=

Rs * z 280(100)*128

где zs = ас – аb - аb¢=140 – 6 – 6 = 128см; для коробчатого сечения

S0 = 0,5 (bс * hо² – ас * bо * zs) = 0,5 (110*194² - 90*60*128)=17,2*10⁵ см³

Размеры днища стакана ао = 900, bо = 600 мм; Rb = 7,5 МПа – для бетона класса В12,5; gb2 = 1,1

Аs = Аs¢= - 365,3 < 0.

Из конструктивных соображений принимаем минимальную площадь сечения продольной арматуры при m = 0,001:

Аs = Аs¢= 0,001 Аb = 0,001(140*110 – 90*60) = 10 см²

Принимаем 7 Æ14 А II, Аs = 10,77 см²

Расчет поперечного армирования подколонника.

Поперечное армирование проектируем в виде горизонтальных сеток С-3 из арматуры класса А-I, шаг сеток принимаем S=150 мм < hс / 4 = 800 / 4 = 250 мм. В пределах высоты подколонника располагается шесть сеток С-2 и две С-3 конструктивно под днищем стакана.

При е = е01 = 0,015м < hс / 2 = 0,8 / 2 = 0,4 м расстояние У от оси колонны до условной оси поворота колонны принимают У=0,015 м, площадь сечения поперечной арматуры стенок стакана Аsw определяют по формуле: Аsw = 0,8 (М + Qhз¢ - Nhc/2 – Gw(е + у)) gn =

Rs * åz_х

= 0,8 (45,11+26,29*0,75-1761,82*0,4-74,5(0,525+0,015))*0,95 < 0

225*10³*2,8

где hз¢ = hз - d = 800 – 5 = 95 см; Rs = 225 МПа = 225*10³ кН/м³ – для арматуры класса А-I; åz_х – сумма расстояний от обреза фундамента до плоскости каждой сетки в пределах расчетной высоты, равная:

åz_х = 0,05+0,25+0,4+0,55+0,7+0,85 = 2,8м

По конструктивным соображениям принимают для сеток поперечные стержни Æ8 мм из стали класса А-I.

Расчет нижней части фундамента.

Определяем напряжения в граните под подошвой фундамента при сочетаниях от расчетных нагрузок без учета массы фундамента и грунта на его уступах. Расчет ведем на действие третьей комбинации усилий, при которой от нормативных нагрузок были получены большие напряжения в грунте, чем при первой и второй комбинациях:

Р₁ = æN + М ögn = æ2228,58 + (-61,52) ö*0,95 = 246,94 кН/м²;

èАf Wf ø è 8,1 4,05 ø

Р₂ = æN - М ögn = æ2228,58 - (-61,52) ö*0,95 = 275,8 кН/м²;

èАf Wf ø è 8,1 4,05 ø

Рабочую высоту плиты у основания подколонника из условия прочности на продавливание вычисляем по формуле:

hо ³ - bс + ас + 1N+ æbс + ас ö²

4 2 Ö k*Rbt*gb2+psf è 2 ø

где psf = р1 = 247 кН/м² k = 1;

Rbt*gb2 = 1,1*0,66 = 0,726 МПа = 726 кН/м²;

N = р1(аf * bf – ас* bс) = 247 (3*2,7 – 1,1*1,4) = 1620 кН

hо ³ - 1,2+ 1,4 + 1 1620 + æ 1,1+ 1,4 ö² = 0,25м

4 2 Ö 1*726+247 &egrav