2,1 - ВлГУ

Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Владимирский государственный университет
имени Александра Григорьевича и Николая Григорьевича Столетовых»
(ВлГУ)
ИНСТИТУТ ИННОВАЦИОННЫХ ТЕХНОЛОГИЙ
Архитектурно-строительный факультет
Кафедра Строительных конструкций
РОЩИНА СВЕТЛАНА ИВАНОВНА
ЛУКИН МИХАИЛ ВЛАДИМИРОВИЧ
СЕРГЕЕВ МИХАИЛ СЕРГЕЕВИЧ
УЧЕБНОЕ ПОСОБИЕ
ОЦЕНКА ТЕХНИЧЕСКОГО СОСТОЯНИЯ КОНСТРУКЦИЙ И
ИХ УСИЛЕНИЕ ПРИ РЕСТАВРАЦИИ И РЕКОНСТРУКЦИИ.
ПРИМЕРЫ РАСЧЕТОВ
по дисциплине
«Оценка технического состояния конструкций и их усиление при
реставрации и реконструкции»
для студентов (магистров) по направлению 270800 «Строительство»
программа подготовки: «Техническая эксплуатация и реконструкция зданий и
сооружений»
форма обучения – очное
Владимир, 2014
ОГЛАВЛЕНИЕ
ВВЕДЕНИЕ..…………………………………………………………………………4
1. ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНЫХ РАСЧЕТОВ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ
БАССЕЙНА ПО РЕЗУЛЬТАТАМ ТЕХНИЧЕСКОГО ОБСЛЕДОВАНИЯ……..5
1.1. Поверочный расчет свайных отдельных и ленточных фундаментов…….6
1.1.1. Основание под зданием…………………………………………….6
1.1.2. Фундаменты под зданием……………………………………… … 6
1.1.3. Определение действующих нагрузок..……………………........7
1.2. Поверочный расчет железобетонной стропильной фермы
пролетом 18м ……………………………………………………………...9
1.2.1. Конструкция фермы……………………………………………………9
1.2.2. Характеристики материалов…………………………………………..9
1.2.3. Определение прочности фермы по нормальным сечениям………..10
1.3. Поверочный расчет железобетонной обвязочной балки покрытия ….14
1.4. Поверочный расчет железобетонной плиты покрытия………………..15
1.5. Поверочный расчет колонн каркаса………………………………….....18
2.
ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНОГО РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
НЕДОСТРОЕННОГО КИРПИЧНОГО ЗДАНИЯ………………………….21
2.1. Поверочный расчет фундаментов………………………………………22
2.2. Поверочный расчет стен и столбов……………………………………..27
3.
ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЕТ КОНСТРУКЦИЙ РЕКЛАМНОГО ЩИТА...…31
3.1. Поверочный расчет фундамента рекламного щита……………………32
3.2. Расчет болтов (анкеров) на растяжение………………………………...34
3.3. Расчет стойки……………………………………………………………..35
3.4. Расчет каркаса рекламного щита………………………………………..35
4.
ПРИМЕР ПОВЕРОЧНОГО РАСЧЕТА КАРКАСА ПОДВАЛА АБК НА
ДЕЙСТВИЕ ДИНАМИЧЕСКОЙ НАГРУЗКИ ОТ СТЕГАЛЬНЫХ
СТАНКОВ…………………………………………………………………….36
4.1. Исходные данные………………………………………………………...37
4.2. Определение динамических нагрузок от стегальных станков………..38
4.3. Определение предельно допустимой амплитуды колебаний
конструкций……………………………………………………………....39
4.4. Приближенный расчет перекрытия на вертикальные колебания….…39
4.5. Внешние динамические усилия, вызывающие вертикальные
колебания перекрытия…………………………………………………..40
4.6. Определение амплитуд вынужденных колебаний……………………..41
4.7. Определение усилий в рамах каркаса…………………………………..52
5.
ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНЫХ РАСЧЕТОВ КОНСТРУКЦИЙ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ, ПОДЛЕЖАЩЕГО РЕКОНСТРУКЦИИ ПОД
ТОРГОВО-СКЕЛАДСКОЙ КОМПЛЕКС…………………………………..52
5.1. Расчет каркаса высокой части здания…………………………………..54
5.1.1. Сбор нагрузок на раму……………………………………………....54
5.2. Расчет каркаса низкой части здания…………………………….…..…..62
2
5.2.1. Сбор нагрузок на раму…………………………………………...…62
5.3. Остаточная прочность и эксплуатационная пригодность
железобетонных сборных плит покрытия…………………………..…67
5.3.1. Расчет плит марки ПКЖ-4/1,5х6 с дефектами………………….....68
5.3.2. Расчет плит марки ПКЖ-4/1,5х6 без дефектов…………………....71
5.4. Остаточная прочность и эксплуатационная пригодность
железобетонных балок сборного покрытия …………………………...73
5.4.1. Расчет железобетонных балок IБ4-18……………………………...73
5.4.2. Расчет железобетонных с отверстиями балок БДО-18…………...76
5.4.3. Расчет железобетонных неразрезных балок в месте перепада
высот ………………………………………………………………...78
5.5. Остаточная прочность железобетонных колонн каркаса…………...…80
5.5.1. Крайние колонны КП II-19………………………………………….80
5.5.2. Средние колонны КП III-19……………………………………...….81
5.5.3. Крайние колонны КП I-10.……………………………………….....83
5.5.4. Средние колонны КП I-14.………………………………………….85
5.5.5. Колонны фахверка высокой части………………………………….88
5.5.6. Колонны фахверка низкой части………………………………...…90
6.
Расчет подстропильной фермы…………………………………………...…91
7.
Расчет фундаментов…………………………………………….………..…..94
7.1. Фундамент под крайнюю колонну по оси А………………………...…94
7.2. Фундамент под среднюю колонну по оси Г……………….………..….99
7.3. Фундамент под колоны по оси Ж…………………………………..….104
7.4. Фундамент под среднюю колонну по оси М……………………….....109
7.5. Фундамент под крайнюю колонну по оси Р………………………..…114
7.6. Расчет фундаментов под фахверковые колонны………………….….119
7.7. Расчет фундаментных балок……………………………………….…..129
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК…………………………………133
3
ВВЕДЕНИЕ
Проблемы повышения долговечности зданий и сооружений в условиях рыночной экономики являются весьма актуальными, поскольку здания изнашиваются быстрее там, где не выделяются средства на нормальную техническую
эксплуатацию. Таких зданий становится все больше и больше, как в промышленности, так и в коммунальном хозяйстве.
Необходимость реконструкции зданий требует решения вопросов о надежности существующих конструкций зданий, выявлении в них резервов для увеличения нагрузок или, наоборот, дефектов снижающих вероятность их безаварийной работы.
Исходя из указанных проблем в нашей работе приведены примеры поверочных расчетов зданий и сооружений с применением ручных методов, а также
с применением современных программных комплексов на ЭВМ.
Магистрантам, обучающимся по направлению «Строительство» по программе «Техническая эксплуатация и реконструкция зданий и сооружений»
необходимо получить дополнительные знания и навыки по профилирующему
курсу «Оценка технического состояния конструкций и их усиление при реставрации и реконструкции». Важно их познакомить с трудами российских и зарубежных ученых в этой отрасли строительной науки.
Капитальные учебные пособия М. Н. Сахновского, Г. А. Порывай, М. Д.
Бойко помогают студентам и инженерам освоить приемы оценки эксплуатационных качеств зданий, повышения долговечности строительных конструкций и
основы оптимальной технической эксплуатации зданий.
Настоящим пособием преследуется главным образом учебно-методическая
цель – научить студентов применять теоретические сведения, излагаемые в
курсах строительных конструкций к решению практических задач. Примеры
расчета в пособии расположены свободно для различных объектов обследования, чтобы иметь представление на основе чего, и с какой целью выполняются
поверочные расчеты.
Примерам расчета предпосланы краткие сведения для пояснения и обоснования используемых методов расчета. Пособие предназначается для проведения
практических занятий во время изучения дисциплины «Оценка технического
состояния конструкций и их усиление при реставрации и реконструкции», а
также при выполнении курсового проекта по этой дисциплине. Оно может быть
полезным и для инженерно-технических работников проектных и эксплуатирующих здания и сооружения организаций.
4
I. ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНЫХ РАСЧЕТОВ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ
БАССЕЙНА ПО РЕЗУЛЬТАТАМ ТЕХНИЧЕСКОГО ОБСЛЕДОВАНИЯ
Цель и задачи оценки технического состояния конструкций
В соответствии с техническим заданием, целью работы являлось обследование фактического технического состояния несущих и ограждающих конструкций бассейна городского оздоровительного центра в г. Владимире. В
ходе обследования решались следующие задачи:
- изучение технической и проектной документации;
- детальный осмотр несущих и ограждающих конструкций;
- определение геометрических размеров сечений конструкций и
прочности материалов;
- выполнение поверочных несущих конструкций;
- составление заключения по результатам обследования.
При выполнении работы заказчиком была представлена следующая документация:
- технический паспорт на здание, составленный бюро технической инвентаризации г. Владимира;
- типовой проект № 99 –56 / 61 «Спортивный корпус с двумя залами и
бассейном 25х14 м», разработанный проектным институтом «СОЮЗСПОРТПРОЕКТ» в 1961 г;
- дополнения и изменения в типовой проект, выполненные институтом
«ГИПРОСЕЛЬХОЗСТРОЙ» при привязке проекта к месту строительства.
Характеристика здания бассейна
Обследуемое помещение бассейна площадью 730 м2 входит в состав городского оздоровительного центра и сблокировано со спортивным залом при помощи
коридора-вставки. Здание спортивного корпуса и бассейна построено в 1968 г.
Бассейн находится в эксплуатации 37 лет. Вентиляция помещения бассейна вначале была запроектирована естественной за счет инфильтрации воздуха через
оконные проемы и вытяжку через два дефлектора на крыше. Позднее в 1984 году,
когда производился ремонт покрытия с заменой плит вентиляция была перепроектирована на принудительную. К 2003 году система вентиляции бассейна пришла в
негодность. На момент обследования вентиляция в бассейне заменялась на новую
для обеспечения нормального воздухообмена. Окна бассейна выходят на одну
сторону, что затрудняет естественную вентиляцию.
Здание бассейна одноэтажное с техническим подпольем под ванной бассейна. Техническое подполье предназначено для обслуживания ванны бассейна.
Вход в бассейн осуществляется через спортивный зал и две лестничные клетки
коридора-вставки.
Внутреннее пространство бассейна занимает собственно ванна размером 25
х 14 м и трибуны на 50 человек со стороны коридора. Под коридором располага5
ются вспомогательные помещения (раздевалки, душевые, входные тамбуры и
т.п.). Помещение, где располагается ванна бассейна, облицовано керамической
глазурованной плиткой на высоту 2,0м. Выше этой отметки стены облицованы
алюминиевыми листами. Вспомогательные помещения разделены перегородками, выполненными из силикатного кирпича и покрытые штукатурным слоем
на цементно-песчаном растворе. На высоту 1,8м перегородки душевых и раздевалок облицованы керамической плиткой.
За период эксплуатации бассейна производился ремонт и реконструкция,
которые заключались в замене железобетонных плит покрытия и кровли, утеплении и усилении торцевых стен из-за повышенной влажности в помещении, а
также в замене систем вентиляции и электроснабжения.
Конструктивная схема здания рамно-связевая с наружными торцевыми
несущими кирпичными стенами. Конструктивная схема помещения бассейна
решена по каркасному типу. Каркас принят железобетонным. Принятая конструктивная схема вместе с железобетонными фермами, балками и плитами покрытия и перекрытия обеспечивает в целом пространственную жесткость здания.
Все конструктивные элементы здания устойчивы.
По действующим нормативным документам здание относится ко 2 классу
капитальности со 2 степенью огнестойкости. Нормативный срок службы здания
составляет не менее 80 лет. Согласно ВСН-58-88 (р) остаточный срок службы
составляет не менее 43 лет.
Фундаменты здания ленточные по рядам свай под стенами и отдельные
столбчатые из монолитного железобетона по кустам свай под колоннами каркаса. Стены – кирпичные. Покрытие из сборных железобетонных ребристых плит,
уложенных на железобетонные фермы пролетом 18 м над ванной бассейна и на железобетонные балки пролетом 6м над коридором и лестницей. Крыша – бесчердачная – совмещенная, плоская. Кровля рубероидная на битумной мастике.
1.1. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЁТ СВАЙНЫХ ОТДЕЛЬНЫХ И
ЛЕНТОЧНЫХ ФУНДАМЕНТОВ.
1.1.1. Основание под зданием.
По инженерно-геологическим изысканиям грунтов основанием под зданием
является суглинок мягкопластичный и суглинок пылеватый макропористый
консистенции IL = 0,6…0,82 с модулями деформации Ео = 10 МПа и Ео = 4 МПа.
Мощность пласта макропористого суглинка составляет 5,5…6,4 м, а затем
суглинок-пыль и моренный. Для суглинка моренного IL=0,30.
1.1.2. Фундамент под зданием.
Сваи в ленточном фундаменте применены сечением 30х30см, длиной 12 м.
Несущая способность сваи по грунту
6
Fd  0,7(380  0,09  1,2(0,5  2  0,8  2  1  2  2,5  2  2,5  2  2,8  2))  41,0тс
С учётом длительного срока эксплуатации несущая способность сваи увеличилась за уплотнением грунта согласно п. 2.47 СНиП 2.02.01.-83* в 1,2
раза. Тогда
Fd  41,0  1,2  49тс
Расчётная нагрузка на сваю не должна превышать
N св 
49
 41тс ,
1,2
где 1,2- коэффициент надёжности.
1.1.3. Определение действующих нагрузок.
Нагрузки на покрытие бассейна в расчёте на 1м2 перекрываемой площади
приведены в табл.1.
7
Таблица 1
№
n.n
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надёжности
Расчётная
кгс/м2
1.
І. Постоянная
Вес кровельного ковра
23,0
1,3
28,0
2.
Цементная стяжка δ=35мм
62,0
1,3
80,0
3.
Утеплитель
28,0
1,2
34,0
4.
Пароизоляция
5,0
1,2
6,0
5.
Собственный вес ж.б. плит покрытия
165,0
1,1
180,0
Собственный вес стропильных
железобетонных ферм
65,0
1,1
72,0
Вес подвесных инженерных коммуникаций (вентиляция, электроосвещение и рабочий настил)
Итого:
25,0
1,2
30,0
375,0
-
430,0
130,0
1,4
180,0
130,0
505,0
-
180,0
610,0
6.
7.
ІІ Временная
8.
Снеговая нагрузка с учётом образования мешков μ=1,4
Итого:
Всего:
Нагрузка от покрытия на 1 п.м. ленты фундамента
N пок.  610  6,0  1 
9
 5500кгс/ м .
6
Собственный вес кирпичной стены с акустическим ограждением и пилястрами
N ст  0,64  11  0,8  1800  0,05  11  9572кгс/ м
Нагрузка от веса фундамента и грунта вокруг него
N ф  0,6  2,3  2400  1,0  0,5  0,6  2,3  1800  4700кгс/ м
Полная нагрузка на 1 п.м. ленты фундамента
 N  5500  4700  10200кгс/ м ;
 N  9572  4700  14272кгс/ м .
8
Полная нагрузка на отдельные столбчатые фундаменты
 N  610  6  9  2,4  6 1000  0,6  0,6  8  2500  54600кгс.
Фактически действующая нагрузка на сваи под стенами бассейна:
- при шаге свай 1,0м.
Рсв  14272  1  14272  14,27тс ;
- при шаге свай 1,5м.
Рсв  10200  1,5  15300  15,3тс ;
Запас несущей способности свай под стенами и колоннами бассейна составляет
41  15  100  60% .
41
Вывод: Свайные ленточные и отдельные фундаменты под стенами и колоннами бассейна загружены практически одинаково. Минимальный
резерв прочности свай по грунту составляет 30% и фундаменты могут эксплуатироваться и дальше без ограничений нагрузки.
1.2. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЁТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ
СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ ПРОЛЁТОМ 18М.
1.2.1. Конструкция фермы.
Стропильная железобетонная ферма покрытия бассейна является типовой
конструкцией по серии ПК-01-28 выпуск IХ. Марка фермы ФАКС 6-18-4. Ферма арочного типа с предварительно напряжённой арматурой. Конструкция
фермы приведена в графическом материале (лист 5).
Размеры сечения стержней фермы приняты следующие:
- нижнего
250х200мм;
- верхнего
280х200мм;
- стержней решетки
200х150мм.
1.2.2. Характеристики материалов.
Ферма изготовлена из тяжёлого бетона марки 400 (класса В32,5). Расчётные характеристики бетона:
Rb  148кгс/ см 2 ; Rbt  11,3кгс/ см 2 ;  b 2  0,9.
Нижний пояс фермы армирован предварительно напряженной арматурой класса
AIIIв. В растянутой зоне установлено 4 Ø22.
Расчётное сопротивление арматуры класса AIIIв
Rs  4700кгс/ см 2 .
9
В сжатой зоне установлено 4d20 AIІІ с расчетным сопротивлением
Rs  3400кгс/ см 2 .
Поперечная арматура выполнена из стержней d10 AIII с
Rsw  2250кгс/ см 2 .
Площадь сечения арматуры:
- растянутой Asp  15,2cм 2 ;
/
- сжатой
As  12,56cм 2 ;
- поперечной Asw  1,57cм 2 .
Коэффициент условий работы арматуры  s  0,95.
1.2.3.Определение прочности фермы по нормальным сечениям.
Нагрузки, действующие на ферму в расчете на 1 м2 по данным обследования, составляют:
№
n.n
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надёжности
Расчётная
кгс/м2
23,0
1,3
28,0
1.
І. Постоянная
Вес кровельного ковра
2.
Цементная стяжка δ=35мм
62,0
1,3
80,0
3.
Утеплитель
28,0
1,2
34,0
4.
Пароизоляция
5,0
1,2
6,0
5.
Собственный вес ж.б. плит покрытия
Собственный вес стропильных железобетонных ферм
165,0
1,1
180,0
65,0
1,1
72,0
25,0
1,2
30,0
375,0
-
430,0
130,0
1,4
180,0
130,0
505,0
-
180,0
610,0
6.
7.
8.
Вес подвесных инженерных коммуникаций (вентиляция, электроосвещение и рабочий настил)
Итого:
ІІ Временная
Снеговая нагрузка с учётом образования мешков μ=1,4
Итого:
Всего:
10
Нагрузки на ферму от плит покрытия
- нормативная
Р H  505  3  6  9090кгс;
- расчётная
Р  610  3  6  10980кгс.
Усилия в стержнях фермы от действующих нагрузок вычислены на программном комплексе «ЛИРА 9.2». Результаты расчета представлены далее по
тексту.
Проверка прочности нижнего пояса
В соответствии с расчетом максимальное усилие, действующее в нижнем
поясе составляет
N = 61,63 тс = 61630 кгс.
Требуемое количество предварительно напряженной арматуры в нижнем
поясе для восприятия, действующего усилия
Аsp = 61630 / 4700 = 13 см2.
Фактически в нижнем поясе установлено 4 Ø22 АIIIв с
Аs = 15,2 см2.
Несущая способность нижнего пояса при фактическом армировании с
учетом коэффициента gs6 =1,05
Nсеч = 15,2 х 4700 х 1,05 = 75000кгс.
Резерв прочности сечений нижнего пояса
(75000 – 61630 ) х100 / 61630 = 22%.
Вывод: Прочность нормальных сечений нижнего пояса фермы обеспечивается с запасом до 22%. Величина дополнительной нагрузки не
должна превышать 100 кгс/м2.
Проверка прочности верхнего пояса
Верхний пояс является внецентренно нагруженным элементом. В соответствии со статическим расчетом в верхнем поясе фермы действуют расчетные усилия
N = 63,82 тс; М = 2,54 тс м.
Сечение пояса 200х280 мм.
Защитные слои бетона а = а1 = 35 мм.
Расчетная длина верхнего пояса
l  6,4  0,9  5,76  576сm.
Радиус инерции сечения пояса
11
i = 8,1см.
Гибкость верхнего пояса
l = 576 /8,1 = 72 > 14.
Необходимо учитывать коэффициент продольного изгиба элемента
h = 1 / 1 – (63,82/130,8) =2,0.
Начальный эксцентриситет приложения продольной силы
ео = 2,54 / 63,82 = 0,04 м = 4 см.
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы
е = 2х2 + 15 – 3 = 20 см.
Требуемое количество арматуры в сечении
Аs = Аs1 = 63820 (20 – 25 +63820 / 2*0,9*180*20) / 3400(25 – 3,5) = 5,25 см2.
Фактически установлено 4 Ø20 АIII с Аs = 12,56 см2.> 2*4,7 = 9,4 см2.
Запас прочности составляет
(6,28 – 5,25) 100 / 5,25 = 20%.
Вывод: Прочность сечений верхнего пояса ферм обеспечивается с запасом до 20%. Таким образом, железобетонная ферма является
равнопрочной конструкцией по верхнему и нижнему поясам..
Проверка прочности стержней решетки
Решетка ферм в виде раскосов испытывает очень незначительные усилия,
величины которых составляют
Nр = +2,18 тс; Nс = - 2,18 тс.
Раскосы имеют следующие размеры сечения
150 х 200 мм.
Раскосы армированы 4 Ø12 АIII с Аs = 4,52 см2.
Несущая способность растянутого раскоса
Nр = 4,52*2500 = 11300 кгс > 2180 кгс.
12
Несущая способность сжатого раскоса
Nр = 0,9 * 0,55(130*0,85*15*20 + 4,52*2500) = 22000 кгс > 2180 кгс.
Вывод. Прочность растянутых раскосов обеспечивается с 5-ти кратным запасом, а прочность сжатых раскосов обеспечивается с 10ти кратным запасом. Со стороны решетки ферм препятствий
для дальнейшей эксплуатации нет.
Прочность опорного узла
Длина опорного узла фермы составляет 1,2 м. Напрягаемая арматура выполнена из стержней класса А IIIв диаметром 22 мм.
Минимальная длина анкеровки напрягаемой арматуры по требованиям
норм составляет
lан = 35* ds = 35*22 = 770 мм = 77 см< 120 см.
Следовательно, анкеровка напрягаемой арматуры обеспечена. Нарушений
целостности как опорных, так и промежуточных узлов в фермах обследованием
не выявлено.
Поперечная арматура в опорном узле выполнена из стержней класса АIII
диаметром 10 мм. Шаг поперечных стержней – 100 мм.
Расчетное усилие из условия прочности в наклонном сечении
NХ = N – Nsp – Ns / ctg 22о = 58200 – (4700*15,2*53/77 ) – 3400*4,52 / 1,8 < 0.
Поперечная арматура по расчету не требуется. Поперечная арматура поставлена по конструктивным требованиям норм и обеспечивает достаточную
прочность опорного узла ферм.
Общий вывод. Обследованные фермы бассейна обладают достаточной
остаточной прочностью по всем конструктивным элементам и могут
эксплуатироваться и дальше без существенных ограничений. Однако
необходимо обеспечить нормальную влажность в помещении бассейна,
так как имеющаяся на момент обследования относительная влажность была близка к 100%. Такая влажность в помещении приводит к
набуханию бетона и как следствие к повышенной активной коррозии
арматуры. Скорость коррозии при влажности 100% достигает 0,05
мм/год, что значительно выше скорости естественной коррозии арматуры равной 0,01мм/год. Ускоренная коррозия арматуры приведет к потере сцепления арматуры с бетоном, что является опасным для предварительно напряженных конструкций. Поэтому относительная
влажность воздуха в бассейне должна быть не выше 70% и эта влажность обеспечивается системой вентиляции, при скорости движения
воздуха в помещении 0,2…0,3 м /сек.
13
1.3. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ
ОБВЯЗОЧНОЙ БАЛКИ ПОКРЫТИЯ
Расчету подвергнута обвязочная балка покрытия пролетом 6,0 м, установленная с шагом 6,0м. Балка изготовлена из бетона класса В15 и армирована
ненапрягаемой рабочей арматурой класса А-II. Арматура имеет в начальную
стадию коррозии. Глубина коррозии пока не превышает 0,5…1мм, что практически снижает расчетную площадь ее сечения до 10%. Однако, в запас прочности примем значение расчетного сопротивления примем 2500 кгс / см2 вместо
2850 кгс / см2 по СНиП 2.03.01-84** «Бетонные и железобетонные конструкции».
Среднее значение фактической прочности бетона балок покрытия составило 210 кгс / см2.. Расчетное сопротивление бетона на сжатие
Rb = 84 кгс / см2.
Высота сечения балки 580 мм.
Рабочая высота сечения балки
ho = 520 мм = 52см.
Сечение балки представляет собой прямоугольник со следующими геометрическими характеристиками
b х h = 55 х 58 см.
Армирование балки 4  18 A-II с As = 15,2 см2.
Расчетное сопротивление арматуры
Rs = 2500 кгс / см2.
Согласно СНиП 2.03.01-84** «Бетонные и железобетонные конструкции», высота сжатой зоны бетона равна
Х = (Rs  As ) / b  Rb = (2500  15,2  0,95) / (84  0.9 0,8 55) = 10,8 см.
Величина изгибающего момента в пролете плиты, воспринимаемая сечением равна:
- по арматуре
Мs = Rs  As  (ho – х / 2) = 2500  15,2  0,95(52 – 10,8 / 2) = 1660600 кгссм;
- по бетону
Мв = Rв  Aв  (ho – х / 2) = 84  0,9  0,8  55 (52 – 10,8 / 2) = 1652555 кгссм.
14
Предельная величина расчетной равномерно распределенной по площади нагрузки с учетом собственного веса балки, плит покрытия и конструкции кровли равна
g = 1652555 8 / 6002 3 = 1224 кгс / м2 > 650 кгс / м2.
Следовательно, расчетная полезная нагрузка на покрытие, выполненное
из сборных железобетонных прогонов, почти в 2 раза меньше действующей
нагрузки.
Согласно СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия», полезной
нагрузкой на покрытие бассейна является снеговая нагрузка. Таким образом,
несущая способность балок покрытия обеспечена с запасом более 75 %.
Установленные в бассейне обвязочные балки покрытия пока обладают
требуемой прочностью для дальнейшей безопасной эксплуатации. Для дальнейшей эксплуатации необходимо устранить протечки в кровле и очистить
поверхность балок от напыления пенопласта.
1.4. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЁТ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТЫ ПОКРЫТИЯ.
Плиты покрытия выполнены ребристыми крупноразмерными 6 x 3м. Плиты
предварительно напряжённые. Материл плит бетон марки 280(класса В22,5).
Напрягаемая арматура класса A IV Ø 20 мм по одному стержню в каждом
ребре. Поперечная арматура выполнена из проволоки Ø4 В1. Шаг поперечных
стержней составляет 6…8 см. Защитные слои арматуры:
- продольной а = 25…30 мм;
- поперечной
а = 7…10 мм .
Величина защитного слоя недостаточна для поперечной арматуры, в результате чего имеет место разрушение защитного слоя бетона и оголения поперечной арматуры. Поперечная арматура имеет следы активной коррозии и ее
площадь уменьшилась среднем на 20%.
Нарушения сцепления напрягаемой арматуры с бетоном пока не выявлено,
но недостаточность защитного слоя бетона необходимо учесть в расчетах. коэффициент снижения прочности плит можно принять g = 0,9.
Расчётные характеристики материалов:
- бетона Rb  120кгс/ см 2 ; Rbt  8,6кгс/ см 2 ;  b 2  0,9 ;
- арматуры RS  5100кгс/ см 2 RSw  2650кгс/ см 2
Расчетное значение призменной прочности бетона плит составит
Rb  120  0,9  108кгс/ см 2
15
Площадь сечения арматуры:
- растянутой Asp  6,28cм2 ;
- сжатой As /  0,71cм 2 ;
- поперечной Asw  0,25cм 2 .
Высота сечения плиты h=30см.
Расчётная ширина сечения плиты: b  b/f  100см.
Рабочая высота сечения плиты: h0  26,0см.
Нагрузки, действующие на плиту
№
n.n
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надёжности
Расчётная
кгс/м2
1.
І. Постоянная
Вес кровельного ковра
23,0
1,3
28,0
2.
Цементная стяжка δ=35мм
62,0
1,3
80,0
3.
Утеплитель
28,0
1,2
34,0
4.
Пароизоляция
5,0
1,2
6,0
5.
Собственный вес ж.б. плит покрытия
165,0
1,1
180,0
8.
Итого:
ІІ Временная
Снеговая нагрузка с учётом
мешков
285,0
-
330,0
130,0
1,4
180,0
Всего:
415,0
-
510,0
- нормативная
- расчётная
q H  415кгс/ м2 ;
q  510кгс/ м2 .
Прочность нормальных сечений
Высота сжатой зоны бетона:
х
6,28  5100
 3,0см
108  0,9  100
Относительная высота сжатой зоны бетона:
16
  3 / 26  0,132 .
Граничное значение высоты сжатой зоны бетона
xr = 0,85 – 0,0008*108 / 3 = 0,253.
Так как граничное значение высоты сжатой зоны больше фактической, то
прочность сечения не снижается, дробления бетона сжатой зоны не происходит
и, следовательно, расчет можно вести по формулам СНиП 2.03.01 – 84** «Бетонные и железобетонные конструкции».
Коэффициент плеча внутренней пары сил:
  1  0,5  0,132  0,934
Несущая способность плиты в пролёте:
- по арматуре:
М S  5100  6,28  0,934  26  777768кгс см  7777,7кгс м ;
- по бетону
М b  100  3  0,934  26  120  0,9  786802кгс см  7868кгс м
Предельная величина расчётной нагрузки на плиту в пролёте:
q
7777  8
 580кгс/ м 2 > 510*0,95=485кгс/м2.
3  62
Прочность нормальных сечений плиты обеспечивается с запасом до 19%.
Прочность наклонных сечений
В приопорной зоне продольные рёбра армированы плоским каркасом из
стержней Ø4 Вр I c Аsw =0,20см2.
Поперечная сила, действующая на опоре:
Q  510  3  3  4600кгс.
Поперечная сила ,воспринимаемая бетоном плиты:
Qв  1,5  1,0  8,3  0,9  13  26  3700кгс. > 4600кгс.
Интенсивность усилий в поперечных стержнях:
17
qsw 
0,20  2650
 75кгс/ см
7
Поперечная, сила воспринимаемая бетоном и арматурой совместно:
Qbw  2 2  8,3  0,9  1,2  13  262  75  7070кгс > 4600кгс
Прочность наклонных сечений обеспечена с запасом до 50%.
Вывод. Плита обладает достаточной остаточной прочностью для
дальнейшей эксплуатации. Величина дополнительной нагрузки
на плиту при размещении на крыше новой вентиляции не
должна превышать 60кгс/м2.
1.5. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЁТ
КОЛОНН КАРКАСА.
Колонны каркаса бассейна частично выполнены сборными железобетонными, а частично сложены из кирпича и усилены стальной обоймой. Сечение
железобетонных колонн составляет 60 x 40 см, а кирпичных столбов 640 x 640
мм.
Проверка прочности кирпичных столбов
Усиление кирпичных столбов произведено стальными уголками 100 x 8
мм и планками из стальной полосы 35 x 5 мм, установленными с шагом 400 мм.
Для определения усилий в колоннах от действия внешних нагрузок выполнен статический расчет рамы.
Проверка прочности колонн в виде кирпичных столбов
Расчетные усилия в колоннах
N = 43 тс; М = 4,35 тс  м.
Высота колонны Н = 10,0 м.
Расчетная длина колонн
lo = 1,5  10 = 15,0 м.
Упругая характеристика кладки  = 900.
Коэффициент продольного изгиба колонн-столбов при гибкости столба
18
п = 15 / 0,64 = 23,4
 = 0, 55
Коэффициент, учитывающий действие изгибающего момента
 
1
 0,757.
0,101  2
1
0,64
Эксцентриситет приложения продольной силы:
е0 = 4,35 / 43 = 0,101 м < 0,45  0,32 = 0,144 м.
Имеет место случай малых эксцентриситетов.
Столбы сложены из кирпича марки 100 на растворе марки 50. Расчетное
сопротивление кладки на сжатие с армированием сетками
R = 17  0,88 = 14 кгс / см2.
Несущая способность кирпичных столбов без усиления
N = 0,55  0,757  15  64  64 = 29100 кгс = 29,1 тс < 43 тс.
Прочность столбов без усиления недостаточна для восприятия действующей нагрузки. Поэтому кирпичные столбы, являющиеся колоннами каркаса, были усилены в процессе строительства.
Несущая способность кирпичных столбов, усиленных стальной
обоймой, зависит от ряда параметров, значения которых определены ниже.
Коэффициент длительности действия нагрузки
m дл =1.
Коэффициент продольного изгиба столба
 = 0, 55.
Коэффициент влияния изгибающего момента
  1
0,101  2
 0,757
0,64
Коэффициент влияния усиления столба планками
19
 1
0,101  4
 0,365.
0,64
Процент армирования столба планками

2  175  (64  64)
 100  0,273.
64  64  40
Несущая способность столбов с усилением обоймой
N = 1  0,55  15  0,757 х


2,5  0,273  1900 
х 1  15  0,375 
  64  64  1900  0,9  62 
1  2,5  0,273  100 


= 69045 кгс = 69 тс > 43 тс.
Прочность усиленных столбов достаточна для восприятия действующих
нагрузок. Запас прочности составляет 60 %. Для дальнейшей нормальной
эксплуатации препятствий нет.
Проверка прочности железобетонных колонн каркаса
Расчетные усилия в колоннах
N = 43 тс; М = 4,35 тсм.
Высота колонн
Н = 10,75 м.
Сечение колонн 40х60 см. Материал колонн – бетон марки 200 с расчетным
сопротивлением
Rb = 0,9  0,9  90 = 73 тс/м2.
Колонны армированы симметрично 416АII
А = Аs = 4,02 см2.
Расчетное сопротивление арматуры
Rs = 370 тс/м2.
Расчетная длина колонн
lo = 1,5Н = 1,5 10,75 = 16,0 м.
Гибкость колонны
 = 1600
60 2 12 = 92,5
20
Условная критическая сила, воспринимаемая колонной
Nкр
6,4  215000  723  103  0,11

3
=

0
,
1

110

10


 1,67

1600 2
 0,1  0,32



= 143341 кгс = 143,341 тс.
Коэффициент продольного изгиба колонн
1
=
1
N
N кр

1
 1,43
43
1
143
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы
е = (4,35/43) 1,43 + 30 – 3 = 41,5 см.
Несущая способность железобетонных колонн при
х = 43000/7340 = 14,72 см; т = 0,228.
N е = 43000  41,5 = 1784500 кгс см
Мсеч = 0,228  73  40  562 + 4,02  2500 (56 – 4) =
= 2087823 + 522600 = 2610423 кгс см
N е = 1784500 кгс см  Мсеч = 2610423 кгс см.
Прочность сечения железобетонных колонн обеспечивается с запасом до
46%. Препятствий для дальнейшей эксплуатации колонн не выявлено.
II. ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНЫХ РАСЧЕТОВ
НЕДОСТРОЕННОГО КИРПИЧНОГО ЗДАНИЯ.
Цель и причины выполнения работы
Целью поверочных расчетов по результатам обследования являлось определение фактической несущей способности и эксплуатационной пригодности
основных несущих конструкций здания. Причина оценки технического состояния конструкций – планируемое переоборудование здания под административно-офисные помещения на 1-ом и 2-ом этажах с заменой плоской крыши скат-
21
ной с мансардным этажом. В цокольном этаже сохраняется гараж-стоянка для
служебного транспорта офисов.
Объектом оценки являлось двухэтажное кирпичное здание с цокольным
этажом незавершенное строительством. Строительная коробка возведена полностью, но отделочные работы и инженерные системы и коммуникации не были выполнены. Кровля выполнена плоской совмещенной из 1-го слоя рубероида и имела протечки.
Поверочные расчеты выполнялись в соответствии с действующими строительными нормами и правилами с учетом реальных прочностных и геометрических характеристик конструкций и полученных дефектов. Так как нагрузки на
перекрытия не меняются, а надстраивается мансардный этаж, то поверочный
расчет произведен только для фундаментов и стен, на которые увеличивается
нагрузка.
2.1. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЕТ
ФУНДАМЕНТОВ
Фундамент под наружную стену
Расчет фундаментов выполнен с учетом новых нагрузок и устройства
скатной крыши с мансардным этажом. При расчете учтены следующие нагрузки:
- собственный вес стен и столбов;
- собственный вес плит перекрытия;
- полезные нагрузки на перекрытия 450 кгс/м2;
- вес снегового покрова 130 кгс/м2.
Расчет произведен с помощью программного комплекса «ФУНДАМЕНТ».
Результаты расчета представлены ниже.
Тип фундамента:
Ленточный на естественном основании
1. - Исходные данные:
22
Тип грунта в основании фундамента:
Пылевато-глинистые, крупнообломочные с пылевато-глинистым
заполнителем
0.25<I<0.5
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Жёсткая при 1.5<(L/H)<4
Наличие подвала:
Да
Фундамент под крайнюю стену
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.83 тс/м3
Удельное сцепление грунта 2.3 тс/м2
Угол внутреннего трения 19 °
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1
Расстояние до уровня грунтовых вод (Hv) -5 м
Ширина фундамента 1.6 м
Высота грунта выше подошвы фундамента (hs) 0.6 м
Вес 1 м2 пола подвала (Pp) 0.7 тс/м2
Глубина подвала (dp) 3 м
Ширина подвала (Bp) 6 м
Высота фундамента (H) 1.5 м
Нагрузка на отмостку (qv) 0.2тс/м2
Расчетные нагрузки на фундамент:
N=19.2 тс/п.м.
My=0 тс*м/п.м.
Qx=0 тс/п.м.
q=0 тс/м2
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.6
23
Расчётное сопротивление грунта основания 30.15 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 18.21 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 18.21 тс/м2
Фундамент под внутреннюю стену
Тип фундамента:
Ленточный на естественном основании
1. - Исходные данные:
лем
Тип грунта в основании фундамента:
Пылевато-глинистые, крупнообломочные с пылевато-глинистым заполните0.25<I<0.5
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Жёсткая при 1.5<(L/H)<4
Наличие подвала:
Да
Фундамент под среднюю стену
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.83 тс/м3
Удельное сцепление грунта 2.3 тс/м2
Угол внутреннего трения 19 °
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1
Расстояние до уровня грунтовых вод (Hv) -2.3 м
Ширина фундамента 2 м
Высота грунта выше подошвы фундамента (hs) 0.6 м
24
Вес 1 м2 пола подвала (Pp) 0.7 тс/м2
Глубина подвала (dp) 3 м
Ширина подвала (Bp) 6 м
Высота фундамента (H) 1.5 м
Расчетные нагрузки на фундамент:
N=25.5 тс/п.м.
My=0 тс*м/п.м.
Qx=0 тс/п.м.
q=0 тс/м2
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.47
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент
использования К = 0.35
Расчётное сопротивление грунта основания 30.54 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 14.41 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 14.41 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 28.81 тс
Сопротивление основания 104.84 тс
Фундамент под кирпичные столбы
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
25
лем
Тип грунта в основании фундамента:
Пылевато-глинистые, крупнообломочные с пылевато-глинистым заполните0.25<I<0.5
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Да
Фундамент под среднюю стену
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.8 тс/м3
Удельное сцепление грунта 2.3 тс/м2
Угол внутреннего трения 19 °
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1
Расстояние до уровня грунтовых вод (Hv) -2.3 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 3 м, a= 3 м
Высота грунта выше подошвы фундамента (hs) 0.6 м
Вес 1 м2 пола подвала (Pp) 0.7 тс/м2
Глубина подвала (dp) 3 м
Ширина подвала (Bp) 6 м
Высота фундамента (H) 1.5 м
Расчетные нагрузки на фундамент:
N=86 тс
My=0 тс*м
Qx=0 тс
Mx=0 тс*м
Qy=0 тс
q=0 тс/м2
2. - Выводы:
26
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.38
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент
использования К = 0.18
Расчётное сопротивление грунта основания 29.8 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 11.21 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 11.21 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 100.9 тс
Сопротивление основания 709.77 тс
Общий вывод. Как показали поверочные расчеты фундаменты здания подлежащего перепрофилированию с частичной реконструкцией
обладают достаточной несущей способностью и пригодны к
нормальной эксплуатации при новом назначении здания с
надстройкой мансардного этажа.
2.2.
ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЕТ СТЕН И СТОЛБОВ
Поверочный расчет кирпичных стен и столбов произведен на действие
расчетных нагрузок в наиболее нагруженных сечениях. Расчеты произведены с
использованием программного комплекса «ВАSЕ». Результаты расчета представлены ниже.
Поверочный расчет столбов второго этажа
Результаты расчёта
Расчёт каменной кладки
27
1. - Исходные данные:
Высота стены (h) 3 м
Условия закрепления:
Неподвижные шарнирные опоры
Характеристика кладки
Величина
Ед. измерения
Тип камня
Кирпич силикатный
Марка камня по прочности
М150
Марка раствора по прочности
М50
Толщина стены (bs)
38
см
Длина участка стены (Ls)
100
см
Результирующий коэффициент условий работы кладки:
- Gkr = 1
Расчетная нагрузка на стену:
Наименование нагрузки
Величина
Ед. измерения
- Собственный вес стены (P)
8
тс
- Внешняя нагрузка на стену (N)
6.6
тс
- Привязка точки приложения внешней нагрузки (e)
6
см
2. - Выводы:
По прочности и устойчивости несущей способности участка стены
ДОСТАТОЧНО
Допустимая общая нагрузка на стену Рдоп = 49.64тс при действующей нагрузке 15тс
Поверочный расчет столбов первого этажа
Результаты расчёта
Расчёт каменной кладки
28
1. - Исходные данные:
Высота стены (h) 3 м
Условия закрепления:
Неподвижные шарнирные опоры
Характеристика кладки
Величина
Ед. измерения
Тип камня
Кирпич силикатный
Марка камня по прочности
М150
Марка раствора по прочности
М50
Толщина стены (bs)
38
см
Длина участка стены (Ls)
100
см
Результирующий коэффициент условий работы кладки:
- Gkr = 1
Расчетная нагрузка на стену:
Наименование нагрузки
Величина
Ед. измерения
- Собственный вес стены (P)
8
тс
- Внешняя нагрузка на стену (N)
11.6
тс
- Привязка точки приложения внешней нагрузки (e)
16
см
2. - Выводы:
По прочности и устойчивости несущей способности участка стены
ДОСТАТОЧНО
Допустимая общая нагрузка на стену Рдоп = 59.86тс при действующей нагрузке 23тс
Поверочный расчет столбов цокольного этажа
Результаты расчёта
Расчёт каменной кладки
29
1. - Исходные данные:
Высота стены (h) 3 м
Условия закрепления:
Неподвижные шарнирные опоры
Характеристика кладки
Величина
Ед. измерения
Тип камня
Кирпич силикатный
Марка камня по прочности
М150
Марка раствора по прочности
М50
Толщина стены (bs)
38
см
Длина участка стены (Ls)
100
см
Стена с горизонтальным сетчатым армированием
Шаг арматурных стержней в сетке (с) 10 см
Шаг сеток по высоте стены (s) 24 см
Арматура сеток d6A-I
Результирующий коэффициент условий работы кладки:
- Gkr = 1
Расчетная нагрузка на стену:
Наименование нагрузки
Величина
Ед. измерения
- Собственный вес стены (P)
8
тс
- Внешняя нагрузка на стену (N)
56
тс
- Привязка точки приложения внешней нагрузки (e)
19
см
2. - Выводы:
По прочности и устойчивости несущей способности участка стены
ДОСТАТОЧНО
Допустимая общая нагрузка на стену Рдоп = 91.56 тс при действующей нагрузке
64тс.
Общий вывод. Как показали поверочные расчеты кирпичные стены и столбы здания
подлежащего перепрофилированию с частичной реконструкцией обладают достаточной несущей способностью и пригодны к нормальной эксплуатации при новом назначении здания с надстройкой мансардного
этажа.
30
III. ПОВЕРОЧНЫЙ РАСЧЕТ КОНСТРУКЦИЙ
РЕКЛАМНОГО ЩИТА
Цель и объект оценки технического состояния
Целью обследования являлась оценка фактического состояния конструкции рекламного щита с его фундаментом и составление на основании результатов обследования заключения о пригодности к нормальной дальнейшей
эксплуатации. Рекламный щит высотой 7м, установленный на монолитном железобетонном фундаменте мелкого заглубления (см. фото). Общая площадь рекламной вывески 18м2.
Методика оценки
Детальный осмотр фундаментного железобетонного постамента и рекламного щита со стойкой, определение геометрических размеров элементов конструкций рекламного щита, выявление использованных материалов при изготовлении щита, выполнение поверочных расчетов со сравнением их требованиям СНиП и составление заключения по результатам обследования.
Количественные характеристики прочности материалов и дефектов конструкций определены с помощью:
- прочность материалов конструкций - электронно-импульсным измерителем прочности строительных материалов ИПС – МГ4.03;
размеры конструкций с помощью лазерного дальномера «Leica-Disto» и
рулетки.
31
При оценке технического состояния рекламного щита руководствовались следующей нормативной литературой:
- СП13-102-2003 «Правила обследования несущих строительных
конструкций зданий и сооружений»;
- СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»;
- СП 50-101-2004 Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и сооружений;.
- СНиП 2.02.01-83* «Основания зданий и сооружений;
- СНиП 2.03.01-84** «Бетонные и железобетонные конструкции»;
- СП 53-102-2004 Проектирование стальных конструкций.
3.1. Поверочный расчет фундамента
рекламного щита
Нормативное давление ветра
W0 =
23кг/м2.
Собственный вес конструкции
Ncт= 0,55тс.
Собственный вес фундамента
Nф=2,12,10,92,51,1=10,92тс.
Расчетное сопротивление грунта основания
2
R = 15тс/м .
Максимальная ветровая нагрузка на щит с учетом порывов ветра до скорости 30м/сек (сосредоточенная сила)
F=w0bстhстkсkр=0,65231,46,03,01,31,2=600 кгс.
Изгибающий момент, возникающий на обрезе фундамента при приложении силы в центре щита рекламы
M=Fl=6005,5=3300кгсм=3,0тсм
Среднее давление в грунте под подошвой фундамента
ср= (Ncт+ Nф ) /Аф =( 0,55+10,92) / 2,12,10,95=2,75 тс/м2.
Определяем давления под подошвой фундамента:
max = ср + М/W = ср 6M/bh2 = 2,75 + 2,0 =
= 4,75 тс/м2 < 1,2R0 = 1,215=18 т/м2 - условие выполняется.
min = 2,75 - 2,0 = 0,75 т/м2 >0 - условие выполняется.
32
Таким образом, поворота фундамента от внецентренного приложения
нагрузки не происходит. Грунт под подошвой фундамента не испытывает
перегрузок. Следовательно, несущая способность фундамента рекламного
щита по грунту обеспечена.
Проверим устойчивость и прочность фундамента машинным счетом для
обеспечения достоверности полученных результатов по программе ФУНДАМЕНТ 9.2. Результаты расчета представлены ниже по тексту.
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
лем
Тип грунта в основании фундамента:
Пылевато-глинистые, крупнообломочные с пылевато-глинистым заполните0.25<I<0.5
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Способ определения характеристик грунта:
Фиксированное R
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Расчётное сопротивление грунта основания 15 тс/м2
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 0.95
Размеры подошвы фундамента:
b= 2.1 м, a= 2.1 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 0.3 м
Высота фундамента (H) 0.9 м
33
Расчетные нагрузки на фундамент:
N=2.35 тс
My=0 тс*м
Qx=0 тс
Mx=3 тс*м
Qy=0 тс
q=0 тс/м2
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.27
Расчётное сопротивление грунта основания 15 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 4.84 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 0.75 тс/м2
Общий вывод. Как показали поверочные расчеты фундамент рекламного
щита обладает достаточной несущей способностью и пригоден к нормальной эксплуатации.
3.2. Расчет болтов (анкеров) на растяжение
Расстояние между анкерными болтами составляет 0,35м. Болты воспринимают усилие растяжения при сильных порывах ветра. Проверку болтов произведем на действие штормового ветра, со скоростью 30м/сек.
Растягивающие максимальные усилия в анкерных болтах определяются по
формуле:
p min  
N min M max
275 3000



 137  8571 8434кгс, где
2
h0
2
0,35
N min - продольная сила в стойке от действия только постоянных нагрузок;
M max - максимальный изгибающий момент при порывах ветра.
Количество анкерных болтов, воспринимающих это усилие составляет 2
штуки.
Усилие, которое может быть воспринято одним болтом:
б
Nбp  R бp  Aнт
 1500  5,19  7785кг с, где
R бp -расчетное сопротивление болтов растяжению;
б
Aнт
-площадь сечения болта, нетто.
Общее усилие, воспринимаемое двумя болтами составляет
34
N = 7785х2 = 15570 кгс > 8434 кгс.
Таким образом, прочность анкерных болтов обеспечена с запасом, более
чем в 1,85 раза. Устойчивость рекламного щита при штормовых порывах
ветра обеспечена.
3.3. Расчет стойки
Стойка рекламного щита выполнена из стальной трубы диаметром 325мм с
толщиной стенки 7мм. Геометрические характеристики сечения трубы:
- момент сопротивления сечения - 545 см3;
- момент инерции сечения - 8850см4..
Изгибающий момент в сечении стойки в месте ее сопряжения с фундаментом составляет
М = 3000 кгс*м.
Напряжение в металле стойки от ветровой нагрузки
σ = 3000х100 х1,3 / 545 = 716 кгс/см2< 2100 кгс/см2.
Проверим величину прогиба стойки при различных порывах ветра:
- скорость до 15 м/сек
f = 400х5503 / (3х2,1х106х104) = 1,05 см;
- скорость до 30 м/сек
f = 800х5503 / (3х2,1х106х104) = 2,1 см.
Предельно допустимый прогиб для данной конструкции по СНиП 2.01.0785* «Нагрузки и воздействия» составляет 2,4 см.
Вывод. Стойка рекламного щита обладает достаточной прочностью
и жесткостью и пригодна к нормальной эксплуатации.
3.4. Расчет каркаса рекламного щита
Конструкция каркаса рекламного щита представляет собой двухконсольную балку, жестко прикрепленную к стальной стойке из трубы диаметром
325м. Вылет консолей составляет 2,8м. Нагрузка, действующая на каркас щита,
является ветровой.
Величина максимального ветрового напора при скорости ветра не более
30м/сек будет равна
w = 0,65231,431,31,6 = 130кгс/м.
Значение изгибающего момента в месте приварки стального каркаса к
стойке рекламного щита
М = 1302,82 / 2 = 510 кгсм
35
Требуемый момент сопротивления сечения, воспринимающего это момент
W = 510 100 / (2350 0,95) = 23 см3.
Фактически в сечении установлено 6 уголков 50х4 мм с моментом сопротивления
W = 40,0см3 > 23 см3.
Момент сопротивления сварных швов, крепящих каркаса к стальной
трубе при катете шва 4мм составляет
W = 0,4 5,52 2 6 /6 + 0,4 32 2 3/6 = 27,8 см3 > 23 см3.
Таким образом, каркас рекламного щита из стальных уголков в виде
пространственной решетки, приваренный к стойке щита обладает достаточной прочностью, как по металлу, так и по сварным швам при скорости ветра не более 30м /сек.
IV. ПРИМЕР ПОВЕРОЧНОГО РАСЧЕТА КАРКАСА ПОДВАЛА
КОРПУСА АБК НА ДЕЙСТВИЕ ДИНАМИЧЕСКОЙ
НАГРУЗКИ ОТ СТЕГАЛЬНЫХ СТАНКОВ
Цель и объект оценки технического состояния
Целью оценки технического состояния каркаса являлось определение
возможности установки стегальных станков на перекрытии подвала существующего производственного корпуса с пригодностью к нормальной дальнейшей эксплуатации. Производственное здание четырехэтажное, трехпролетное с каркасом из сборного железобетона.
Методика оценки
Детальный осмотр всех несущих конструкций, определение геометрических размеров элементов конструкций, выявление прочностных характеристик использованных материалов, выполнение поверочных расчетов со сравнением их требованиям СНиП и с выводами по полученным результатам.
Количественные характеристики прочности материалов и дефектов конструкций определены с помощью:
- прочность материалов конструкций - электронно-импульсным измерителем прочности строительных материалов ИПС – МГ4.03;
- размеры конструкций с помощью лазерного дальномера «LeicaDisto» и рулетки.
При оценки технического состояния рекламного щита руководствовались следующей нормативной литературой:
- СП13-102-2003 «Правила обследования несущих строительных
конструкций зданий и сооружений»;
36
- СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»;
- СП 50-101-2004 Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и сооружений;
- СНиП 2.02.01-83* «Основания зданий и сооружений;
- СНиП 2.03.01-84** «Бетонные и железобетонные конструкции»;
- Инструкция по расчету несущих конструкций промышленных
зданий и сооружений на динамические нагрузки.
4.1. Исходные данные
Требуется рассчитать четырехэтажное здание на действие динамических
нагрузок от двух стегальных станков, устанавливаемых на перекрытии подвала.
План здания с поперечным разрезом представлен на рис.1. Каркас здания смонтирован из сборных железобетонных конструкций и образует поперечные рамы
с шарнирными узлами. Рамы состоят из типовых железобетонных колонн и ригелей. В колоннах и ригелях применен бетон марки 300. Арматура из горячекатаных стержней класса А-III.
Колонны надземных этажей имеют сечение 400х400мм, а колонны подвала
– сечением 1000х600мм. При этом колонны расположены так, что большая сторона их поперечного сечения параллельна продольной оси здания.
Ригели подвала имеют сечение 600х1200мм.
Стены панельные с остеклением проемов внутри панелей. Гибкие крепления стеновых панелей не препятствуют независимому перемещению каркаса,
поэтому жесткость каркаса подсчитывается без учета жесткости стеновых панелей.
На перекрытии первого, второго и третьего этажей, а также на части третьего размещены производственные помещения, для которых временная длительная нагрузка составляет 400 кгс/м2.
План расположения станков на первом этаже представлен на рис.1. Крепление станков к полу осуществляется при помощи пневматических виброизоляторов, которые прикручиваются болтами к фундаментам на перекрытии подвала.
Вес одного станка составляет 4800кгс. Число оборотов 300…1500 об/мин =
(300…1500)/60 = 5…25 об/сек. Движение прострачиваемых матрасов на всех
станках направлено вдоль здания.
Схема приложения динамической нагрузки от станка к перекрытию показана на рис.2. Амплитуда инерционной нагрузки от стегального станка в рабочем режиме составляет
R = 50х0,001х(1200х3,14/30)2+2,5х172 = 628+722 = 1350кгс.
С учетом наличия виброизоляторов амплитуда инерционной нагрузки от
стегального станка в рабочем режиме снизится в 5,25…9,3раза и ее величина
составит:
37
- в вертикальном направлении
Rо = 1350 / 7,3 = 195 кгс;
- в горизонтальном направлении
Rо = 722 / 7,3 = 100 кгс.
Здесь
где
Rо = R / (α2 – 1),
α = ώ / ρ = (2,5…3,4).
Средняя продолжительность работы станка между двумя последовательными пусками 4 часа, и, следовательно, среднее число включений станка в сутки равно 6.
Продолжительность пребывания обслуживающего станки персонала на их
рабочих местах – вся рабочая смена. Технологические требования по ограничению амплитуд перемещений конструкций предъявляются по действующим санитарно-гигиеническим нормативам.
4.2. Определение динамических нагрузок
от стегальных станков
По характеру динамического воздействия данный стегальный станок относится к 1-му типу (табл.5 Инструкции), по характерной продолжительности
динамической нагрузки – к 1-ой группе (табл.6 Инструкции), а по динамичности к III-ей категории (табл.8 Инструкции).
Поскольку центры жесткости и масс всех этажей лежат на одной и той же
вертикальной оси, являющейся осью симметрии здания, то поступательные и
вращательные колебания будем рассматривать раздельно. Считаем, что при поступательных колебаниях наиболее неблагоприятным будет случай, когда
инерционные силы от всех станков находятся в одной фазе, а при вращательных – случай, когда инерционные силы находятся в противофазе.
В соответствии с п.5.1 Инструкции для наиболее неблагоприятного случая при поступательных колебаниях определяем амплитудное значение равнодействующих нормативных динамических сил.
При среднем числе включений в сутки каждого станка 6 и числе машин 2
по графику, приведенному на рис.1 Инструкции, определяем коэффициент
синфазности λ = 1. Амплитуда равнодействующей динамической нагрузки,
приложенной к перекрытию, будет равна:
- в вертикальной плоскости
R = 195х1,0х2 = 390кгс;
- в горизонтальной плоскости
R = 100х1,0х2= 200кгс.
На одну раму это составит:
38
- в вертикальной плоскости
R = 390х1,3 / 3 = 170 кгс;
- в горизонтальной плоскости
R = 200х1,3/3= 85кгс
Затем для наиболее неблагоприятного случая при вращательных колебаниях определим амплитудное значение нормативного динамического момента,
приложенного в уровне перекрытия
М = 8х0,86х95х(3+9+15)= 17647кгс м = 17,6 тс м.
Круговая частота вынужденных колебаний
ώ = 2х3,14х(5…25) = 31,4…157 рад/сек.
4.3. Определение предельно допустимой амплитуды
колебаний конструкций
По санитарным нормам
В соответствии с табл. 10 Инструкции для средней частоты 17 гц допускаемая амплитуда колебаний равняется ао = 0,03 мм.
По технологическим требованиям
В соответствии с примечанием к табл.11 Инструкции по табл. 12 устанавливаем, что строчный станок относится к III-му классу по чувствительности к
колебаниям.
По табл. 11 Инструкции для найденного класса и частоты 20гц устанавливаем величину допускаемой амплитуды ускорения ώо = 300 мм/сек2.
Тогда допускаемая технологическими требованиями амплитуда перемещений составит
ао = 300х1,16 / (4х9,86х289) = 0,03 мм.
4.4. Приближенный расчет перекрытия на
вертикальные колебания
Определим частоты собственных колебаний перекрытия отдельно для ригеля и плит. Расчетные схемы перекрытия для определения частот собственных
колебаний приняты для ригеля – балка, защемленная с двух сторон, и для плиты – защемленная балка.
Частоты собственных колебаний для ригеля составит:
- для первой группы
р1 = 0,621x343 = 213,1 рад/сек;
- для второй группы
р2 = 1,71x343 = 588 рад/сек;
Частоты собственных колебаний для плит составит:
39
- для первой группы
р01 = 0,621x316 = 196рад/сек;
- для второй группы
р02 = 1,71x316 = 540рад/сек.
Нас интересуют высшие и низшие частоты для каждой групп, ограничивающие зону сгущения частот для каждого элемента. В результате получим всего
4 частоты собственных колебаний ригелей и плит.
Частоты колебаний ригеля с учетом величины возможной погрешности 0,3,
принятой по табл.15 Инструкции.
р!1 = 0,7х213,1 = 149 рад/сек;
р!!1 = 1,3х213,1 = 277 рад/сек;
р!2 = 0,7х588 = 412 рад/сек;
р!!2 = 1,3х588 = 764 рад/сек.
Частоты колебаний плиты с учетом величины возможной погрешности 0,3,
принятой по табл.15 Инструкции.
р!1 = 0,7х196 = 137 рад/сек;
р!!1 = 1,3х196 = 255 рад/сек;
р!2 = 0,7х540= 378 рад/сек;
р!!2 = 1,3х540 = 702 рад/сек.
Таким образом, частота вынужденных колебаний для ригеля ώ = 106,7
рад/сек не совпадает с первой частотой собственных колебаний, т. е. резонансного случая не возникает.
4.5. Внешние динамические усилия, вызывающие
вертикальные колебания перекрытия
Возникающая при работе стегального станка горизонтальная сила действует вдоль ригелей и создает момент, который можно считать приложенным
сосредоточенно. Плечо силы для станка составляет 1,15м и его необходимо
увеличить на расстояние до нейтральной оси 0,45м.
Тогда плечо будет равно
h = 1,15 + 0,45 = 1,6м.
Следовательно, момент составит
М =0,5х0,1х1,6 = 0,08тс м.
Моменты, развиваемые стегальными станками, создают при невыгодном
сочетании фаз действующую на ригель сосредоточенную силу, определяемую
как реакцию опоры
40
Р = 0,08х4 / 5,55 = 0,058тс.
Из плана рассмотрения станков видно, что момент, развиваемый станком,
воспринимается монолитной плитой перекрытия. Тогда на плиту будет действовать сосредоточенный момент
m = М = 0,08тс м.
Невыгодная схема действия этих моментов на плиты соответствует плану
расположения станков.
4.6. Определение амплитуд вынужденных колебаний
Так как вынужденные и собственные частоты колебаний совпадают, то
амплитуды колебаний удваивается.
Амплитуда колебаний
zo = z1 β1.
β1 = 1 / ((1-200/400)2 + 0,12)0,5 = 1,4
Величина z1 равна наибольшему прогибу ригеля при статическом действии сил на ригель. Мы допустим небольшую ошибку, если заменим неразрезной ригель однопролетной балкой защемленной по концам.
В этом случае будем иметь
z1 = 2х0,058х63х0,7 / (48,7х55000) = 6,8х10-6м = 0,0068мм.
Амплитуда колебаний ригеля будет равна
zо = 0,0068х1,4= 0,0095мм < 0,03 мм
Для плиты перекрытия величина наибольшего прогиба составит
z1 = 2х0,06х63х0,89 / (48,7х55000) = 8,6х10-6м = 0,0086мм.
Амплитуда колебаний плит с учетом перемещений ее опор (ригеля рамы)
будет равна
zо = 0,0086 + 0,0095 = 0,0181мм < 0,03 мм.
Жесткость перекрытия подвала достаточна для восприятия динамических
нагрузок.
Проверим достаточность жесткости перекрытия подвала с учетом каркаса
и фундамента по специальной программе расчета на динамические нагрузки
«ФУНДАМЕНТ». Результаты представлены ниже. Расчет выполнен для 5-ти
41
частот кругового вращения, которые и предусмотрены в режимах работы станка.
Расчет фундамента в процессе работы станков
на частоте 5 Гц (300 об/мин)
Тип расчёта:
Фундаменты машин с периодическими динамическими нагрузками
1. - Исходные данные:
Способ расчёта:
Расчёт по деформациям
Расчёт амплитуды колебаний
Тип грунта:
Глины
Конструкция:
Рамная
Тип рамы:
Монолитная рама
Тип машины:
С вращающимися частями
Направление колебаний - в плоскости YoZ
Исходные данные для расчёта:
Угол внутреннего трения (ф) 16 °
Удельный вес грунта (G) 1.9 тс/м3
Удельное сцепление грунта (C) 2.3 тс/м2
Модуль деформации (E) 4000 тс/м2
Глубина заложения фундамента (d) 4.0 м
Масса машины (mm) 4.5 тс
Скорость вращения 300 об/мин
42
Число поперечных рам 3
Расстояние от плоскости рам до ц.т. верхней плиты (еi):
e1= 5 м
e2= 1 м
e3= 7 м
Ригели рам:
hr= 1.2 м
br= 0.8 м
Lr= 6 м
Стойки рам:
as= 0.5 м
bs= 1 м
Ls= 2.5 м
Нижняя плита:
an= 7 м
bn= 7 м
mn= 64 тс
Верхняя плита:
bv= 6.5 м
mv= 73 тс
Полная высота фундамента (Hf) 4.3 м
Расстояние от ц.т. верхней плиты до оси подшипника (Lb) 1.2 м
Скорость вращения 300 об/мин
Нагрузки на фундамент:
Горизонтальная составляющая возмущающих сил машины (Fh) 0.17 тс
Возмущающий момент (M) 0.08 тс*м
2. - Выводы:
По расчету по деформациям основания размеры подошвы
ДОСТАТОЧНЫ для заданной нагрузки
Напряжение под подошвой фундамента P = 4.15 тс/м2
Расчетное сопротивление грунта основания (для динамической
нагрузки) R = 27.79 тс/м2
Амплитуда горизонтально-вращательных колебаний верхней
плиты относительно вертикальной оси ahp = 0.02 мм
Амплитуда горизонтальных колебаний верхней плиты axi = 0.02 мм
Амплитуда (угол поворота) вращательных колебаний верхней плиты относительно вертикальной оси aps =0 °.
Угловая частота горизонтальных колебаний фундамента
Lax = 42.78 c-1
Угловая частота вращательных колебаний фундамента
относительно вертикальной оси Lap = 101.12 c-1
ВНИМАНИЕ!
Расчет амплитуд колебаний выполнен для установок,
эксцентриситет которых не превышает:
для грунтов R<1.5 кг/cм2 - 3%,
для грунтов R>1.5 кг/см2 - 5% стороны подошвы.
43
ВЫВОД. Принятая конструкция фундамента в процессе работы станков
на частоте 5 Гц обеспечивает санитарно-гигиенические и технологические требования по динамической вибрации (0,02мм <
0,03мм) с учетом использования пневмоподушек.
Расчет фундамента в процессе работы станков
на частоте 10 Гц (600 об/мин)
Тип расчёта:
Фундаменты машин с периодическими динамическими нагрузками
1. - Исходные данные:
Способ расчёта:
Расчёт по деформациям
Расчёт амплитуды колебаний
Тип грунта:
Глины
Конструкция:
Рамная
Тип рамы:
Монолитная рама
Тип машины:
С вращающимися частями
Направление колебаний - в плоскости YoZ
Исходные данные для расчёта:
Угол внутреннего трения (ф) 16 °
Удельный вес грунта (G) 1.9 тс/м3
Удельное сцепление грунта (C) 2.3 тс/м2
Модуль деформации (E) 4000 тс/м2
Глубина заложения фундамента (d) 4.0 м
Масса машины
(mm)
4.5 тс
44
Скорость вращения 600 об/мин
Число поперечных рам 3
Расстояние от плоскости рам до ц.т. верхней плиты (еi):
e1= 5 м
e2= 1 м
e3= 7 м
Ригели рам:
hr= 1.2 м
br= 0.8 м
Lr= 6 м
Стойки рам:
as= 0.5 м
bs= 1 м
Ls= 2.5 м
Нижняя плита:
an= 7 м
bn= 7 м
mn= 64 тс
Верхняя плита:
bv= 6.5 м
mv= 73 тс
Полная высота фундамента (Hf) 4.3 м
Расстояние от ц.т. верхней плиты до оси подшипника (Lb) 1.2 м
Скорость вращения 600 об/мин
Нагрузки на фундамент:
Горизонтальная составляющая возмущающих сил машины (Fh) 0.17 тс
Возмущающий момент (M) 0.08 тс*м
2. - Выводы:
По расчету по деформациям основания размеры подошвы
ДОСТАТОЧНЫ для заданной нагрузки
Напряжение под подошвой фундамента P = 4.15 тс/м2
Расчетное сопротивление грунта основания (для динамической
нагрузки) R = 27.79 тс/м2
Амплитуда горизонтально-вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси ahp = 0.01 мм
Амплитуда горизонтальных колебаний верхней плиты axi = 0.01 мм
Амплитуда (угол поворота) вращательных колебаний верхней плиты относительно вертикальной оси aps =0 °.
Угловая частота горизонтальных колебаний фундамента
Lax = 41.85 c-1
Угловая частота вращательных колебаний фундамента относительно вертикальной оси Lap = 97.73 c-1
ВНИМАНИЕ!
Расчет амплитуд колебаний выполнен для установок,
эксцентриситет которых не превышает:
для грунтов R<1.5 кг/cм2 - 3%,
для грунтов R>1.5 кг/см2 - 5% стороны подошвы.
45
ВЫВОД. Принятая конструкция фундамента в процессе работы станков на частоте 10 Гц обеспечивает санитарно-гигиенические и
технологические требования по динамической вибрации (0,01мм
< 0,03мм) с учетом использования пневмоподушек.
Расчет фундамента в процессе работы
на частоте 15 Гц (900 об/мин)
Тип расчёта:
Фундаменты машин с периодическими динамическими нагрузками
1. - Исходные данные:
Способ расчёта:
Расчёт по деформациям
Расчёт амплитуды колебаний
Тип грунта:
Глины
Конструкция:
Рамная
Тип рамы:
Монолитная рама
Тип машины:
С вращающимися частями
Направление колебаний - в плоскости YoZ
Исходные данные для расчёта:
Угол внутреннего трения (ф) 16 °
Удельный вес грунта (G) 1.9 тс/м3
Удельное сцепление грунта (C) 2.3 тс/м2
Модуль деформации (E) 4000 тс/м2
Глубина заложения фундамента (d) 4.0 м
Масса машины
(mm)
4.5 тс
46
Скорость вращения 900 об/мин
Число поперечных рам 3
Расстояние от плоскости рам до ц.т. верхней плиты (еi):
e1= 5 м
e2= 1 м
e3= 7 м
Ригели рам:
hr= 1.2 м
br= 0.8 м
Lr= 6 м
Стойки рам:
as= 0.5 м
bs= 1 м
Ls= 2.5 м
Нижняя плита:
an= 7 м
bn= 7 м
mn= 64 тс
Верхняя плита:
bv= 6.5 м
mv= 73 тс
Полная высота фундамента (Hf) 4.3 м
Расстояние от ц.т. верхней плиты до оси подшипника (Lb) 1.2 м
Скорость вращения 900 об/мин
Нагрузки на фундамент:
Горизонтальная составляющая возмущающих сил машины (Fh) 0.17 тс
Возмущающий момент (M) 0.08 тс*м
2. - Выводы:
По расчету по деформациям основания размеры подошвы
ДОСТАТОЧНЫ для заданной нагрузки
Напряжение под подошвой фундамента P = 4.15 тс/м2
Расчетное сопротивление грунта основания (для динамической
нагрузки) R = 27.79 тс/м2
Амплитуда горизонтально-вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси ahp = 0.01 мм
Амплитуда горизонтальных колебаний верхней плиты axi = 0 мм
Амплитуда (угол поворота) вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси aps =0 °.
Угловая частота горизонтальных колебаний фундамента Lax = 41.85 c-1
Угловая частота вращательных колебаний фундамента относительно
вертикальной оси Lap = 97.73 c-1
ВНИМАНИЕ!
Расчет амплитуд колебаний выполнен для установок,
эксцентриситет которых не превышает:
для грунтов R<1.5 кг/cм2 - 3%,
для грунтов R>1.5 кг/см2 - 5% стороны подошвы.
47
ВЫВОД. Принятая конструкция фундамента в процессе работы станка на
частоте 15 Гц обеспечивает санитарно-гигиенические и технологические требования по динамической вибрации (0,01мм <
0,03мм) с учетом использования пневмоподушек.
Расчет фундамента в процессе работы станков
на частоте 20 Гц (1200 об/мин)
Тип расчёта:
Фундаменты машин с периодическими динамическими нагрузками
1. - Исходные данные:
Способ расчёта:
Расчёт по деформациям
Расчёт амплитуды колебаний
Тип грунта:
Глины
Конструкция:
Рамная
Тип рамы:
Монолитная рама
Тип машины:
С вращающимися частями
Направление колебаний - в плоскости YoZ
Исходные данные для расчёта:
Угол внутреннего трения (ф) 16 °
Удельный вес грунта (G) 1.9 тс/м3
Удельное сцепление грунта (C) 2.3 тс/м2
Модуль деформации (E) 4000 тс/м2
Глубина заложения фундамента (d) 4.0 м
Масса машины (mm) 4.5 тс
Скорость вращения 1200 об/мин
48
Число поперечных рам 3
Расстояние от плоскости рам до ц.т. верхней плиты (еi):
e1= 5 м
e2= 1 м
e3= 7 м
Ригели рам:
hr= 1.2 м
br= 0.8 м
Lr= 6 м
Стойки рам:
as= 0.5 м
bs= 1 м
Ls= 2.5 м
Нижняя плита:
an= 7 м
bn= 7 м
mn= 64 тс
Верхняя плита:
bv= 6.5 м
mv= 73 тс
Полная высота фундамента (Hf) 4.3 м
Расстояние от ц.т. верхней плиты до оси подшипника (Lb) 1.2 м
Скорость вращения 1200 об/мин
Нагрузки на фундамент:
Горизонтальная составляющая возмущающих сил машины (Fh) 0.17 тс
Возмущающий момент (M) 0.08 тс*м
2. - Выводы:
По расчету по деформациям основания размеры подошвы ДОСТАТОЧНЫ
для заданной нагрузки
Напряжение под подошвой фундамента P = 4.15 тс/м2
Расчетное сопротивление грунта основания
(для динамической нагрузки)
R = 27.79 тс/м2
Амплитуда горизонтально-вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси ahp = 0 мм
Амплитуда горизонтальных колебаний верхней плиты axi = 0 мм
Амплитуда (угол поворота) вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси aps =0 °.
Угловая частота горизонтальных колебаний фундамента Lax = 41.85 c-1
Угловая частота вращательных колебаний фундамента относительно
вертикальной оси Lap = 97.73 c-1
ВНИМАНИЕ!
Расчет амплитуд колебаний выполнен для установок,
эксцентриситет которых не превышает:
для грунтов R<1.5 кг/cм2 - 3%,
для грунтов R>1.5 кг/см2 - 5% стороны подошвы.
49
ВЫВОД. Принятая конструкция фундамента в процессе работы станков
на частоте 20 Гц обеспечивает санитарно-гигиенические и технологические требования по динамической вибрации (0,00мм <
0,03мм) с учетом использования пневмоподушек.
Расчет фундамента в процессе работы станков
на частоте 25Гц (1500 об/мин)
Тип расчёта:
Фундаменты машин с периодическими динамическими нагрузками
1. - Исходные данные:
Способ расчёта:
Расчёт по деформациям
Расчёт амплитуды колебаний
Тип грунта:
Глины
Конструкция:
Рамная
Тип рамы:
Монолитная рама
Тип машины:
С вращающимися частями
Направление колебаний - в плоскости YoZ
Исходные данные для расчёта:
Угол внутреннего трения (ф) 16 °
Удельный вес грунта (G) 1.9 тс/м3
Удельное сцепление грунта (C) 2.3 тс/м2
Модуль деформации (E) 4000 тс/м2
Глубина заложения фундамента (d) 4.0 м
Масса машины
(mm)
4.5 тс
50
Скорость вращения 1500 об/мин
Число поперечных рам 3
Расстояние от плоскости рам до ц.т. верхней плиты (еi):
e1= 5 м
e2= 1 м
e3= 7 м
Ригели рам:
hr= 1.2 м
br= 0.8 м
Lr= 6 м
Стойки рам:
as= 0.5 м
bs= 1 м
Ls= 2.5 м
Нижняя плита:
an= 7 м
bn= 7 м
mn= 64 тс
Верхняя плита:
bv= 6.5 м
mv= 73 тс
Полная высота фундамента (Hf) 4.3 м
Расстояние от ц.т. верхней плиты до оси подшипника (Lb) 1.2 м
Скорость вращения 1500 об/мин
Нагрузки на фундамент:
Горизонтальная составляющая возмущающих сил машины (Fh) 0.17 тс
Возмущающий момент (M) 0.08 тс*м
2. - Выводы:
По расчету по деформациям основания размеры подошвы ДОСТАТОЧНЫ
для заданной нагрузки
Напряжение под подошвой фундамента P = 4.15 тс/м2
Расчетное сопротивление грунта основания
(для динамической нагрузки) R = 27.79 тс/м2
Амплитуда горизонтально-вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси ahp = 0 мм
Амплитуда горизонтальных колебаний верхней плиты axi = 0 мм
Амплитуда (угол поворота) вращательных колебаний верхней плиты
относительно вертикальной оси aps =0 °.
Угловая частота горизонтальных колебаний фундамента Lax = 41.85 c-1
Угловая частота вращательных колебаний фундамента относительно
вертикальной оси Lap = 97.73 c-1
ВНИМАНИЕ!
Расчет амплитуд колебаний выполнен для установок,
эксцентриситет которых не превышает:
для грунтов R<1.5 кг/cм2 - 3%,
для грунтов R>1.5 кг/см2 - 5% стороны подошвы.
51
ВЫВОД. Принятая конструкция фундамента в процессе работы станков
на частоте 25 Гц обеспечивает санитарно-гигиенические и технологические требования по динамической вибрации (0,00мм <
0,03мм) с учетом использования пневмоподушек.
4.7. Определение усилий в рамах каркаса.
Наибольшая амплитуда от расчетных динамических нагрузок равна
а р  4  0,0181  0,0724 мм .
Находим величину относительного прогиба (перемещения) ригелей рам
ар
lр

0,0724
1
1
.


6000
80645 50000
Поэтому согласно п. 2.7 «Инструкции по расчету несущих конструкций
промышленных зданий и сооружений на динамические нагрузки» проверка
несущей способности ригеля рамы на действие динамических нагрузок не требуется. Достаточно ограничиться статическим расчетом по определению усилий.
Находим величину относительного прогиба плит перекрытия
апл 0,0724
1
1
.



lпл
6000
80645 50000
Поэтому в соответствии с п. 2.7 «Инструкции по расчету несущих конструкций промышленных зданий и сооружений на динамические нагрузки» проверка несущей способности плиты монолитного перекрытия на действие динамических нагрузок не требуется. Достаточно ограничиться статическим расчетом по определению усилий. Так как перекрытие и каркас подвала
рассчитывались под бомбоубежище, то производить статический расчет каркаса подвала не имеет смысла. Действующие нагрузки на перекрытие подвала
2…3 раза меньше чем расчетные.
5. ПРИМЕРЫ ПОВЕРОЧНЫХ РАСЧЕТОВ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО
ЗДАНИЯ ПОДЛЕЖАЩЕГО РЕКОНСТРУКЦИИ ПОД
ТОРГОВО-СКЛАДСКОЙ КОМПЛЕКС
Цель и причины выполнения работы
Целью поверочных расчетов по результатам обследования являлось определение фактической несущей способности и эксплуатационной пригодности
основных несущих конструкций здания. Причина оценки технического состоя-
52
ния конструкций – планируемая реконструкция здания под торгово-складской
комплекс.
Объектом обследования являлось одноэтажное производственное здание,
состоящее из двух строительных объемов с габаритными размерами в плане
36,0 х 156,0 м и 36,4 х 156,0 м соответственно. Общий строительный объем составляет 96595 м3. По проектному решению здание предназначалось под производство изделий и деталей для общего машиностроения. На момент обследования здание по своему функциональному назначению не использовалось и планировалось под реконструкцию.
Для выполнения работы заказчиком была представлена имеющаяся документа по зданию:
- Лист АС – 0001 – 59. Фасады, разрезы, дефекты строительных конструкций. Засыпка приямка – котлована. Капитальный ремонт механического
корпуса №2, выполненный СКБ ЭМО;
- Лист АС-1. Стадия П.З. Планы, разрезы, основные показатели. Ярославский завод химического машиностроения. Реконструкция завода. Корпус
№2, выполненный ГИПРОМАШ г. Пенза;
- Проектные предложения Торговый комплекс «Тандем», г. Ярославль, ул.
Полушкина роща, д.9, выполненный ООО «Стройэкспертиза».
Поверочные расчеты выполнялись в соответствии с действующими строительными нормами и правилами с учетом реальных прочностных и геометрических характеристик конструкций и полученных дефектов.
Общая характеристика здания
Производственный корпус возводился в 60-х годах ХХ века. На момент обследования здание по своему функциональному назначению не использовалось,
но подготавливалось для реконструкции под торгово-складской комплекс. Обследованный механический корпус представляет собой прямоугольник с размерами в плане 72,4х156,0 м. Площадь застройки равна 11468,0 м2. Полезная
площадь здания составляет 11294,4 м2. Строительный объем – 96595 м3. Корпус
четырехпролетный, одноэтажный. Ширина пролетов составляет 18,0 м. С главного фасада имеется АБК, который в связи с планируемым демонтажем, детальному обследованию не подвергался. Здание не эксплуатировалось около 5
лет. За время его эксплуатации выявлены изменения по отношению к проектному решению, касающиеся разборки и монтажа перегородок, а также демонтажа технологического оборудования. Предусмотренные проектом корпуса мостовые краны грузоподъемностью 5,0…15,0 тс планируется демонтировать в
связи с перепрофилированием корпуса под новое функциональное назначение.
Существенных изменений в конструкции несущего каркаса здания по отношению к первоначальному проектному решению за время его эксплуатации не
произошло.
Входы и выходы в здание и осуществляются через распашные ворота с калиткой, расположенные по торцам здания. По дворовому фасаду корпуса установлены две пожарные лестницы.
53
Внутренний объем решен по принципу свободной планировки помещений
за счет применения железобетонного каркаса с сеткой колонн 18х6м и 18х12м.
Конструктивная схема обследованного производственного корпуса рамно-связевая с несущим железобетонным каркасом. Связями в продольном
направлении служат специальные стальные вертикальные связи крестового и
портального типа. Принятая конструктивная схема вместе с самонесущими
кирпичными стенами обеспечивает в целом пространственную жесткость здания. Все конструктивные элементы здания устойчивы. По действующим нормативным документам здание относится ко 2-му классу по капитальности со 2ым уровнем ответственности и с 2 -ой степенью огнестойкости. Нормативный
срок службы здания составляет не менее 120 лет.
Фундаменты здания отдельные столбчатые. Наружные и внутренние стены - кирпичные. Кровля по типу является совмещенной с покрытием. Здание
проектировалось для следующих условий строительства:
- внутренние помещения отапливаемые;
- расчетная температура наружного воздуха - 28оС;
- нормативный вес снегового покрова - 100 кгс/м2;
- давление ветра на поверхность стен - 23 кгс/м2.
Фактически здание эксплуатируется при следующих климатических условиях:
- внутренние помещения отапливаемые;
- расчетная температура наружного воздуха - 280 С;
- нормативный вес снегового покрова - 170 кгс/м2;
- давление ветра на поверхность стен - 23 кгс/м2.
К зданию имеется автомобильный подъезд и площадка для стоянки транспорта. Автомобильный подъезд и стоянка находятся на уровне пола первого этажа. Отсечная отмостка для ограничения увлажнения грунта основания выполнена
асфальтовой. Общие виды производственного здания приведены на рис. 1…4.
ОЦЕНКА РАБОТОСПОСОБНОСТИ ОСНОВНЫХ
НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ
5.1. Расчет каркаса высокой части здания
5.1.1. Сбор нагрузок на раму.
На раму обследуемого одноэтажного промышленного здания действуют
следующие нагрузки:
Постоянная нагрузка от массы покрытия;
Снеговая нагрузка, приложенная к покрытию;
Ветровая нагрузка, действующая на продольные стены здания;
Крановые нагрузки, приложенные в точках крепления подкрановой балки к
стойкам.
54
Постоянная нагрузка от массы покрытия:
Нагрузка приложенная к покрытию в виде постоянно распределённой по
поверхности, но передающейся в виде сосредоточенной силы как опорная реакция подстропильной конструкции.
Результаты сбора нагрузки на 1 м2 покрытия приведены в табл. 1.
Таблица 1
№
п/п
Коэффициент надежности
f
Расчетное
значение,
кгс/м2
12,6
1,2
17,0
70,0
1,3
91,0
128,0
1,3
166,0
6,0
1,2
7,0
181,0
1,1
199,0
Собственный вес балок
47,0
1,1
51,7
Итого:
445,0
Нормативное
значение
кгс/м2
Вид нагрузки
I. Постоянная
1
2
3
4
5
6
Рулонный ковер кровли из рубероида на битумной мастике
Цементная стяжка толщиной 35
мм
Утеплитель - керамзит толщ. 160
мм с учетом увлажнения в ендовах средней плотностью 800кг/м3
Рулонный ковер кровли из рубе
роида на битумной мастике
Собственный вес плит перекрытия с учетом замоноличивания
швов (вес плит 1500кгс)
532,0
Коэффициент надежности по назначению γн =1. Тогда нагрузки на 1м2 покрытия будут равны табличным значениям
нормативная: qп = 445 кгс/ м2;
расчетная: q = 532 кгс/ м2.
Крайняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса покрытия
N = 532х6х9 = 28728кгс.
Нагрузка от собственного веса надкрановой части колонны:
N’в= b x h1 x Hв x ρжб x п х жб
N’в =0,38х0,4х3,2х2500х1,1=1337 кгс.
Эксцентриситет нагрузки Nв относительно геометрической оси подкрановой части колонны:
е2 = (h2- h1) / 2; е2 = (600-380)/2=110 мм.
55
Отклонение верха колонн от вертикали (для максимального случая) составляет 21мм. Тогда полный эксцентриситет приложения нагрузки будет равен
е = 110 + 21 = 131мм.
Нагрузка от собственного веса подкрановой части колонны:
N’н= b x h1 x Hв x ρжб x п х жб
N’н =0,6х0,4х7,0х2500х1,1=4620 кгс.
эксцентриситет нагрузки Nн равен нулю, т.к. нагрузка приложена по оси подкрановой части колонны.
Средняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса покрытия
N = 532х6х18 = 57456кгс.
Нагрузка от собственного веса надкрановой части колонны:
N’в= b x h1 x Hв x ρжб x п х жб
N’в =0,6х0,4х3,2х2500х1,1=2112 кгс.
Нагрузка от собственного веса подкрановой части колонны:
N’н= b x h1 x Hв x ρжб x п х жб
N’н =0,6х0,4х7,0х2500х1,1=4620 кгс.
Эксцентриситет нагрузки Nн равен нулю, т.к. нагрузка приложена по оси
колонны.
Нагрузка от веса подкрановых балок и кранового пути:
NсрПб = 2х(gб + gр х а) х жб х п ;
NсрПб = 2х(518+46х6)х1,1=1,75 тс.
Эксцентриситет нагрузки Nсрпб относительно геометрической оси подкрановой части колонны:
е4 = λ = 750 мм.
Снеговая нагрузка, приложенная к покрытию
При расчёте поперечной рамы принимаем снеговую нагрузку равномерно
распределённой во всех пролётах здания (коэффициент μ=1 по п. 5.4. [2]). Снеговых мешков на высокой части покрытия не образуется, так как угол ската
56
кровли менее 15о или меньше 0,1 отношения стрелы подъема к пролету
(1,2/18=0,067).
Нормативное значение снегового покрова на 1 м2 горизонтальной проекции
покрытия для IV-го района по табл. 4 [2] Рсн,0 = 170 кгс.
Результаты сбора нагрузки от снежного покрова на 1 м2 приведены в табл. 2.
Таблица 2.
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надежности
Расчетная
кгс/м2
170,0
1,4
240,0
II. Временная
1
Снеговая по СНиП 2.01.07-85*
Крановые нагрузки, приложенные в точках крепления
подкрановой балки к стойкам
Расчетную вертикальную нагрузку на колонну обычно принимают от двух
сближенных кранов в пролете и вычисляют по линиям влияния опорных реакций подкрановых балок, располагая одно колесо непосредственно на опоре.
Максимальное вертикальное давление кранов определяем, принимая их
положение максимально сближенным, и при одинаковой грузоподъемности –
симметричным относительно рассматриваемой рамы.
Коэффициент динамичности kд = 1 (п. 49 [2]) при определении расчетной
поперечной тормозной силы на одно колесо:
Т поп 
Т поп
(Q  Gтел ) *  f *  n * k д
20 * m
(15  5,2) *1,1* 0,95 *1

 0,5 т
20 * 2
где: Q = 15 т – грузоподъемность крана;
Gтел = 5.2 т – вес тележки;
m = 2 – число колес с одной стороны крана;
 f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузки;
 n = 0,95 – коэффициент надежности по назначению для II класса ответственности зданий и сооружения.
Рn,max = 16,5 т – максимальное давление колеса
Рn,min = 5 т – минимальное давления колеса
Расчетные максимальные и минимальные давления на одно колесо:
Pmax  Pnmax *  f *  n кН
57
Pmax  16,5*,1  18,15 т
Pmin  Pnmin *  f *  n кН
Pmin  5 *1,1  5,5 т
Для определения давления мостовых кранов на колонну используются линии влияния давления.
x1  a  K  6  4,4  1,6 м
х2  а  6 м
х3  а  2 * с  6  2 * 0,95  4,1 м
Вкр  К
6,3  4,4
 0,95 м
2
2
х4  х3  К  4,1  4,4  0,3м
с
1 
3 

х1 * 2 1,6 *1

 0,27
а
6
2  1
х3 * 2 4,1 *1

 0,68
а
6
х *
0,3 *1
4  4 2 
 0,05
а
6
 к  1   2  3   4  0,27  1  0,68  0,05  1,9
На крайнюю колонну с учетом двух сближенных кранов и коэффициента
сочетания для группы режимов работы кранов 7 к  2 =0,95 (п. 4.17 [2]) максимальное и минимальное давление кранов определяют по следующим формулам:
Dmax,2  Pmax * 2 * k
Dmax,2  18,15 * 0,95 *1,9  32,76 т
Dmin,2  Pmin * 2 * k
Dmin,2  5,5 * 0,95 *1,9  9,93 т
Максимальное и минимальное давление на среднюю колонну с учетом четырех сближенных кранов и коэффициента сочетания  4 =0,8:
Dmax,4  2 * Pmax * 4 * k
Dmax,4  2 *18,15 * 0,8 *1,9  55,2 т
Dmin,4  2 * Pmin * 4 * k
Dmin,4  2 * 5,5 * 0,8 *1,9  16,72 т
Соответственно вычисляется горизонтальная нагрузка Т от торможения
двух спаренных кранов:
T  Tпоп * 2 * k .
58
T  0,5 * 0,95 *1,9  0,9 т
Статический расчет рамы каркаса выполнен в программном комплексе
«ЛИРА 9.2» и в программе EXSEL. Результаты расчета представлены в протоколах машинного счета.
Ветровая нагрузка, приложенная к рамам каркаса
Нормативное значение ветровой нагрузки для 2-го района и типа местности
А с наветренной стороны
qп = 23х1.12х0,8 = 20,6кгс/ м2
Нормативное значение ветровой нагрузки для 2-го района и типа местности
А с подветренной стороны
qп = 23х1.12х0,5 = 12,9кгс/ м2
Расчетное значение ветровой равномерно распределенной нагрузки с наветренной стороны при шаге колонн 6м
qвет.= 20,6х1,4х 6 = 173кгс/ м2.
Расчетное значение ветровой равномерно распределенной нагрузки с подветренной стороны при шаге колонн 6м
qвет.= 12,9х1,4х 6 = 108кгс/ м2.
Суммарная сосредоточенная сила в уровне верха колонны от ветровой
нагрузки на стены, расположенные выше верха колонн
W = (173 + 108) х1,8 = 505 кгс.
Нагрузки от собственного веса кирпичных стен
В продольном направлении высота кирпичных стен составляет12м. В первоначальном проектном решении в стенах устраивались проемы под окна в
двух уровнях:
- на высоте 0,9м от уровня пола высотой 4,6м и шириной 4,0м;
- на высоте 7,2м от уровня пола высотой 1,4м и шириной 4,0м.
Нагрузка от веса стен передается через фундаментные балки непосредственно на фундаменты колонн каркаса.
Величина проектной нагрузки от веса стен на фундамент
Nст = {0,38(12х6) – ((4,6+1,4) х4)}х1800х1.1 = 36115кгс.
Вес заполнений проемов
Nзап = 50х24х1.1= 1320кгс.
Вес фундаментной балки марки ФБ6-18
59
G = 1800кгс.
Суммарная нагрузка на фундаменты колонн каркаса от стенового ограждения с заполнениями
Nф =36115 +1320 +1800 = 39235кгс.
В процессе реконструкции предполагается верхние окна оставить без изменения, а нижние окна сделать размер как верхние. Часть нижних проемов заложить газосиликатными блоками плотностью 600кг/м3. Толщина закладки 0,3м.
Величина измененной проектной нагрузки от веса стен на фундамент
N = {0,38(12х6) – ((4,6+1,4) х4)}х1800х1.1 + (0,3х3,2х4)х600х1,1= 38227кгс.
Дополнительной нагрузкой на фундаменты будет вес облицовки фасадов с
утеплением и заполнениями проемов
Nдоп. = 50х72х1,1 = 3960кгс.
Суммарная новая нагрузка на фундаменты каркаса высокой части здания
после предполагаемой реконструкции
Nф.н. = 38227 + 3960 + 1800 = 43987кгс.
В процессе предполагаемой реконструкции произойдет увеличение
нагрузки на фундаменты колонн каркаса высокой части по крайнему ряду на
4752 кгс.
В зоне стыковки высокой и низкой частей здания имеется кирпичная стена, которая начинается с отметки 7,0м до отметки 11,0м. В этой стене имеются
оконные проемы размером 1,4х4,0м. Нагрузка от этой стены передается на консоль колонны через монолитную железобетонную балку.
Величина проектной нагрузки от веса стен на колонну и фундамент
Nст = {0,38(4х6) – (1,4 х4)}х1800х1.1 = 13844кгс.
Нагрузка от предполагаемого встраиваемого перекрытия в высокой части
здания взамен демонтируемых мостовых кранов
Нагрузка приложенная к планируемому перекрытию в виде постоянно распределённой по поверхности, но передающейся в виде сосредоточенной силы
как опорная реакция ригеля в точке, где передавалась крановая Dmax.
Результаты сбора нагрузки на 1 м2 перекрытия приведены в табл. 3.
Таблица 3
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативное
значение
кгс/м2
Коэффициент надежности
Расчетное
значение,
кгс/м2
60
f
I. Постоянная
1
2
3
Пол из керамической плитки
Цементная стяжка толщиной 35
мм
Собственный вес многопустотных плит перекрытия с учетом
замоноличивания швов
20,0
1,2
24,0
70,0
1,3
91,0
300,0
1,1
330,0
4
Собственный вес балок
120,0
1,1
132,0
5
Вес разделительных перегородок
из сетки «Рабица»
30,0
1,1
33,0
Итого:
540,0
610,0
Временная
6.
Полезная нагрузка на перекрытие
по заданию
400,0
Всего:
940,0
1,2
480,0
1090,0
Коэффициент надежности по назначению γн =1. Тогда нагрузки на 1м 2 покрытия будут равны табличным значениям
нормативная: qп = 940 кгс/ м2;
расчетная: q = 1090 кгс/ м2.
Крайняя колонна:
Сосредоточенная нормативная сила на колонну от веса перекрытия. которая будет передаваться на фундамент
N = 940х6х4,5 = 25380кгс.
Вертикальное давление от двух сближенных кранов составляет
Dmax = 32760кгс.
Дополнительная нагрузка на фундамент от утепления стен и частичной закладки проемов газосиликатными блоками составляет 4752 кгс.
Суммарная нагрузка на фундамент после демонтажа мостовых кранов и
устройства перекрытия и утепления стен будет равна
25380 + 4753 = 30132 кгс.
61
Других изменений по нагрузкам на фундамент при реконструкции не будет. Из сопоставления действовавшей нагрузки от мостовых кранов и новой
предполагаемой нагрузки от вводимого реконструкцией перекрытия в точках
передачи нагрузок от мостовых кранов следует, что увеличения нагрузки на
фундамент крайнего ряда колонн по оси А не произойдет.
Для колонн по оси Ж дополнительное нагружение от утепления будет
меньшим и составит 1320кгс. Величина суммарной нагрузки будет равна
25380+1320 = 26900кгс. Таким образом, дополнительного увеличения нагрузки
от встраиваемого каркаса с перекрытием по плану реконструкции не происходит.
Средняя колонна:
Сосредоточенная нормативная сила на колонну от веса перекрытия, которая будет передаваться на фундамент
N = 940х6х9= 50760кгс.
Вертикальное давление от двух сближенных кранов составляет
Dmax = 55200кгс.
Дополнительная нагрузка на средний фундамент по оси Г будет только засыпки под полы на отметку 1,050. Величина этой нагрузки будет составлять
1,2тс/м2, что меньше расчетной нагрузки на полы бывшего цеха, равной
2,0тс/м2. Но на полы на отм. 1,050 будет действовать полезная нагрузка
0,8тс/м2. Полная нагрузка на фундамент от пола не увеличится по сравнению, с
ранее действовавшей в механосборочном цехе.
Величина нагрузки на фундамент после демонтажа мостовых кранов и
устройства перекрытия будет равна 50760 кгс.
Других изменений по нагрузкам на фундамент при реконструкции не будет. Из сопоставления действовавшей нагрузки от мостовых кранов и новой
предполагаемой нагрузки от вводимого реконструкцией перекрытия в точках
передачи нагрузок от мостовых кранов следует, что увеличения нагрузки на
фундамент среднего ряда колонн по оси Г не произойдет.
5.2. Расчет каркаса низкой части здания
5.2.1. Сбор нагрузок на раму.
На раму обследуемого одноэтажного промышленного здания действуют
следующие нагрузки:
Постоянная нагрузка от массы покрытия;
Снеговая нагрузка, приложенная к покрытию;
Ветровая нагрузка, действующая на продольные стены здания;
Постоянная нагрузка от массы покрытия:
62
Нагрузка, приложенная к покрытию в виде постоянно распределённой по
поверхности, но передающейся в виде сосредоточенной силы как опорная реакция подстропильной конструкции.
Результаты сбора нагрузки на 1 м2 покрытия приведены в табл. 4.
Таблица 4
№
п/п
Коэффициент надежности
f
Расчетное
значение,
кгс/м2
12,6
1,2
17,0
70,0
1,3
91,0
128,0
1,3
166,0
6,0
1,2
7,0
181,0
1,1
199,0
Собственный вес балок
47,0
1,1
51,7
Итого:
445,0
Нормативное
значение
кгс/м2
Вид нагрузки
I. Постоянная
1
2
3
4
5
6
Рулонный ковер кровли из рубероида на битумной мастике
Цементная стяжка толщиной 35
мм
Утеплитель - керамзит толщ. 160
мм с учетом увлажнения в ендовах средней плотностью 800кг/м3
Рулонный ковер кровли из рубе
роида на битумной мастике
Собственный вес плит перекрытия с учетом замоноличивания
швов (вес плит 1500кгс)
532,0
Коэффициент надежности по назначению γн =1. Тогда нагрузки на 1м 2 покрытия будут равны табличным значениям
нормативная: qп = 445 кгс/ м2;
расчетная: q = 532 кгс/ м2.
Крайняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса покрытия
N = 532х6х9 = 28728кгс.
Нагрузка от собственного веса колонны:
N= b x h1 x H x ρжб x п х жб
N =0,4х0,4х7х2500х1,1=3080 кгс;
Отклонение верха колонн от вертикали (для максимального случая) составляет 19мм.
Эксцентриситет нагрузки Nпокр. равен
63
.
е = 0,5х400 - 360/3 +19 = 99мм.
Средняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса покрытия
N = 532х12х18 = 114912кгс.
Нагрузка от собственного веса колонны:
N’н= b x h1 x Hв x ρжб x п х жб
N’н =0,6х0,4х7,0х2500х1,1=4620 кгс.
Колонна в зоне стыка низкой и высокой частей
Сосредоточенная сила на колонну от веса покрытия
N = 532х6х9 = 28728кгс.
Нагрузка от собственного веса колонны:
N= b x h1 x H x ρжб x п х жб
N =0,4х0,4х7х2500х1,1=3080 кгс;
Снеговая нагрузка, приложенная к покрытию
При расчёте поперечной рамы принимаем снеговую нагрузку равномерно
распределённой во всех пролётах здания (коэффициент μ=1 по п. 5.4. [2]). Снеговой мешок на низкой части покрытия образуется только в зоне перепада высот на длине 4,5м, определенной в соответствии с СНиП 2.01.07. Коэффициент
μ=1,5 вычислен по требованиям СНиП 2.01.07. Эпюра снеговой нагрузки имеет
здесь треугольный характер с максимальной ординатой 2,75 и минимальной
ординатой 0,23. Для расчетов коэффициент на длине наметания снега 4,5 м
осреднен и принят равным 1,5.
Нормативное значение снегового покрова на 1 м2 горизонтальной проекции
покрытия для IV-го района по табл. 4 [2] Рсн,0 = 170 кгс, тогда нормативная
нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия:
Результаты сбора нагрузки от снежного покрова на 1 м2 приведены в табл. 5.
Таблица 5.
№
п/п
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надежности
Расчетная
кгс/м2
170,0
1,4
240,0
255,0
1,4
357,0
II. Временная
1
2
Снеговая нагрузка по СНиП
2.01.07-85*
Снеговая нагрузка по СНиП
2.01.07-85* в зоне снегового
мешка у перепада высот
64
Крайняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса снегового покрова
N = 240х6х9 = 12960кгс.
Отклонение верха колонн от вертикали (для максимального случая) составляет 19мм.
Эксцентриситет нагрузки Nпокр. равен
.
е = 0,5х400 - 360/3 +19 = 99мм.
Средняя колонна:
Сосредоточенная сила на колонну от веса снегового покрова
N = 240х12х18 = 51840кгс.
Колонна в зоне стыка низкой и высокой частей
Сосредоточенная сила на колонну от веса снегового покрова
N = (357х4,5 +240х4,5)х6 = 16119кгс.
Ветровая нагрузка, приложенная к рамам каркаса
Нормативное значение ветровой нагрузки для 1-го района и типа местности
А с наветренной стороны
qп = 23х1.0х0,8 = 18,4кгс/ м2
Нормативное значение ветровой нагрузки для 2-го района и типа местности
А с подветренной стороны
qп = 23х1.0х0,5 = 11,5кгс/ м2
Расчетное значение ветровой равномерно распределенной нагрузки с наветренной стороны при шаге колонн 6м
qвет.= 18,4х1,4х 6 = 155кгс/ м2.
Расчетное значение ветровой равномерно распределенной нагрузки с подветренной стороны при шаге колонн 6м
qвет.= 11,5х1,4х 6 = 100кгс/ м2.
Суммарная сосредоточенная сила в уровне верха колонны от ветровой
нагрузки на стены, расположенные выше верха колонн
W = (155 + 100) х1,8 = 460 кгс.
65
Нагрузки от собственного веса кирпичных стен
В продольном направлении высота кирпичных стен составляет 9,2 м. В первоначальном проектном решении в стенах устраивались проемы под окна в одном уровне:
- на высоте 0,9м от уровня пола высотой 4,6м и шириной 4,0м.
Нагрузка от веса стен передается через фундаментные балки непосредственно на фундаменты колонн каркаса.
Величина проектной нагрузки от веса стен на фундамент
Nст = {0,38(9,2х6) – (4,6 х4)}х1800х1.1 = 27688кгс.
Вес заполнений проемов
Nзап = 50х18,4х1.1= 1012кгс.
Вес фундаментной балки марки ФБ6-18
G = 1800кгс.
Суммарная нагрузка на фундаменты колонн каркаса от стенового ограждения с заполнениями
Nф =27688 +1320 +1800 = 30500кгс.
В процессе реконструкции предполагается окна сделать размером 1,4х1,4м.
Часть проемов заложить газосиликатными блоками плотностью 600кг/м3. Толщина закладки 0,3м.
Величина измененной проектной нагрузки от веса стен на фундамент
N = {0,38(9,2х6) – (4,6х4)}х1800х1.1 + (0,3х3,2х4)х600х1,1= 31292кгс.
Дополнительной нагрузкой на фундаменты будет вес облицовки фасадов с
утеплением и заполнениями проемов
Nдоп. = 50х55,2х1,1 = 3036кгс.
Суммарная новая нагрузка на фундаменты каркаса низкой части здания
после предполагаемой реконструкции
Nф.н. = 31292 + 3036 + 1800 = 36128кгс.
В процессе предполагаемой реконструкции произойдет увеличение
нагрузки на фундаменты колонн каркаса низкой части по крайнему ряду на
5628 кгс.
В то же время в низкой части здания предполагается ввести промежуточные железобетонные стойки для разгрузки средних колонн и фундаментов под
ними. В этом случае снеговая нагрузка на колонны и фундаменты низкой части
66
здания частично снимется. Величина снеговой нагрузки на колонны существующего каркаса составит
- колонна по оси И
357х6х3,6 = 7712кгс;
- колонна по оси М
(357х1 + 240х8)х6 = 13662 кгс;
- колонна по оси Р
240х6х3,6 = 5184 кгс.
Действовавшие до введения промежуточных опор снеговые нагрузки составляли
- колонна по оси И
N = 240х6х9 = 12960кгс.
- колонна по оси М
N = 240х12х18 = 51840кгс.
- колонна по оси Р
N = (357х4,5 +240х4,5)х6 = 16119кгс.
Из сопоставления величин снеговых нагрузок следует, что происходит значительная разгрузка колонн и фундаментов под ними существующего каркаса
низкой части здания. Нагрузки на фундаменты становятся меньше, чем действовавшие. Особенно это касается средних колонн по оси М.
В летнее время в перспективе заказчиком рассматривается возможность
эксплуатации кровли под кафе и смотровые площадки с расчетной нагрузкой до
400кгс/м2 с разгрузкой плит покрытия. По заданию заказчика рассмотрен также
этот вариант. В этом случае нагрузки на колонны и фундамент возрастут без
снеговых нагрузок на
- колонна по оси И
400х6х3,6 = 8680кгс;
- колонна по оси М
400х9х6 = 21600 кгс;
- колонна по оси Р
400х6х3,6 = 8640 кгс.
В этом случае также не происходит дополнительного загружения фундаментов, а имеет место некоторое снижение нагрузки на фундаменты.
5.3. Остаточная прочность и эксплуатационная пригодность
сборных плит покрытия
67
В покрытии применены ребристые плиты марки ПКЖ-4 по серии 1.465.1
армированные арматурой диаметром 16 мм класса АIV . Материал плит бетон
марки 225 (класса В17,5).
Продольная рабочая арматура установлена по одному стержню в каждом
ребре.
Нагрузка, действующая на 1 м2 подсчитана в табл. 1.
Таблица 1
№
n.n
1
2
3
4
5
Вид нагрузки
Нормативная
кгс/м2
Коэффициент
надёжности
Расчётная
кгс/м2
12,6
1,2
17,0
I. Постоянная
Рулонный ковер кровли из рубероида на битумной мастике
Цементная стяжка толщиной
=35 мм
Утеплитель - керамзит толщ.
=160 мм и средней плотностью
с учетом протечек в ендовах 800
кг/м3
Пароизоляция из рубероида на
битумной мастике
Собственный вес плит перекрытия с учетом замоноличивания
швов
70,0
1,3
91,0
128,0
1,3
166,0
6,0
1,2
7,0
181,0
1,1
199,0
Итого:
408,0
480,0
II. Временная
6
7.
Снеговая по СНиП 2.01.07-85*
170,0
ИТОГО:
547,6
Снеговая нагрузка на плиты покрытия в месте перепада высот μ
=1,5
255,0
ИТОГО у перепада высот
663,0
1,4
240,0
701,2
1,4
357,0
837,0
Коэффициент надежности по назначению п = 1.
Тогда расчетная нагрузка на покрытие составляет:
q =700 кгс/м2 на рядовых участках;
q =837кгс/м2 на участке в месте перепада высот.
5.3.1. Расчет плиты марки ПКЖ–4/1,5х6 с дефектами
68
Расчет плит покрытия произведен для плит имеющих дефекты в виде
промочек и высолов на поверхности бетона. Учет этих дефектов выполнен
снижением прочности бетона в сжатой зоне несущих ребер.
Расчётные характеристики материалов:
- бетона Rb  115х0,85  97,75 кгс/ см 2 ; Rbt  9,0 х0,85  7,65 кгс/ см 2 ;  b 2  0,9 ;
Коэффициентом 0,85 учтено снижение прочности бетона в местах протечек
- арматуры RS  5000кгс/ см 2 RSw  1750кгс/ см 2
Площадь сечения арматуры для плит с предварительно-напряженной арматурой:
- растянутой As  4,02 cм 2 ;
- сжатой As /  0,57cм 2 ;
- поперечной Asw  0,39cм 2 .
Высота сечения плиты h=30 см.
Расчётная ширина сечения плиты:
Рабочая высота сечения плиты:
b  b /f  146см.
h0  27 см.
Площадь сечения продольной рабочей арматуры:
Аs = 4,02 cм2; As = 0,57 cм2.
Высота сжатой зоны бетона в сечении плиты:
(5000  4,02  0,57  2100)
= 1,46 см.
x
97,75  0,9  146
Изгибающий момент, воспринимаемый плитой в пролете:
по арматуре:
M s  Rs  As  h0  0.5  x   5000  4,02  (27  0,5  1,46)  528027кгсхсм  5280кгс м;
по бетону:
M b  Rb  b f  x  h0  0.5  x   97,75  146  1,46  (27  0,5  1,46)  5360 кгс см
Предельная величина расчетной нагрузки на плиты перекрытия
q
M сеч  8
b f  l0
2

5360  8
 858 кг с / м 2
2
1,46  5,85
Действующая нагрузка на рядовые плиты с учетом конструкции покрытия,
веса плит и снеговой нагрузки составляет:
qс  700 кгс/ м 2  q  858 кгс/ м 2
69
Действующая нагрузка на плиты в месте перепада высот с учетом конструкции покрытия, веса плит и снегового мешка составляет:
qс  837 кгс/ м 2  q  858 кгс/ м 2
Вывод: Прочность сборных железобетонных плит перекрытия по нормальным сечениям обеспечивается с запасом до 22% на рядовых участках и
3% в местах перепада высот. Таким образом, техническое состояние плит
покрытия можно считать работоспособным с учетом выявленных местных дефектов. В соответствии с п.3.13 прочность нормальных сечений при
арматуре класса АIV может быть увеличена в 1,1 раза. Тогда величина предельной нагрузки на плиты составит 944кгс/м2, что не учтено в расчете.
Расчет полки на местный изгиб
Полка плит перекрытия работает как плита, опертая по контуру.
Условие предельного равновесия:
ql 2 3l  l 
8M  1 2 1 ; l1  l2;
12
M 
ql12 3l2  l1  ql13 585  1,403
= 33,44 кгсм/м


96
48
48
Требуемое количество продольной рабочей арматуры в полке:
Аs = 3344 = 0,72 см2/м.
3150  1,46
Установлено 64ВрI с Аs = 0,75 см2/м
Вывод: Прочность полки плиты на местный изгиб обеспечивается с запасом до 4% при полной расчетной нагрузке. Полки плит находятся в работоспособном состоянии.
Прочность наклонных сечений
Приопорная зона плиты армирована поперечными стержнями диаметром
 4 мм Вр-I с шагом 15 см.
Интенсивность усилий в поперечных стержнях:
n  Аsw  Rsw 2  0,125  1750
qsw 

 30,0кгс / см
S
15
Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой:
Qsw  qsw  h0  30  27  810 кгс
Поперечная сила воспринимаемая бетоном:
Qв 
 b 2  1   f   n  Rbt   b 2  b  h0 2
c
2  1,25  7,65  0,9  16  27 2

 3718 кгс.
2  27
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой и бетоном:
Qbw = 810 + 3718 = 4528 кгс
Поперечная сила, воспринимаемая совместно арматурой с бетоном:
70
Qbw  2  b  Rbt   b 2  b  h0  q sw  2 2  7,65  0,9  16  27 2  30  496 кгс
2
Предельная величина расчетной нагрузки на плиты:
q
2  Qbw 2  4528

 1032 кг с/ м 2  837 кг с/ м 2
l b
5,85  1,5
Вывод:
Ребристые плиты покрытия обладают достаточным запасом прочности (23%) по наклонным сечениям в опорных участках. Их
техническое состояние является работоспособным.
5.3.2. Расчет плиты марки ПКЖ–4/1,5х6 без дефектов
Расчет плит покрытия не имеющих дефектов в виде промочек и высолов
на поверхности бетона представлен ниже.
Расчётные характеристики материалов:
- бетона Rb  115 кгс/ см 2 ; Rbt  9,0 кгс/ см 2 ;  b 2  0,9 ;
- арматуры RS  5000кгс/ см 2 RSw  1750кгс/ см 2
Площадь сечения арматуры для плит с предварительно-напряженной арматурой:
- растянутой As  4,02 cм 2 ;
- сжатой As /  0,57cм 2 ;
- поперечной Asw  0,39cм 2 .
Высота сечения плиты h=30 см.
Расчётная ширина сечения плиты:
Рабочая высота сечения плиты:
b  b /f  146см.
h0  27 см.
Площадь сечения продольной рабочей арматуры:
Аs = 4,02 cм2; As = 0,57 cм2.
Высота сжатой зоны бетона в сечении плиты:
(5000  4,02  0,57  2100)
= 1,24 см.
x
115  0,9  146
Изгибающий момент, воспринимаемый плитой в пролете:
по арматуре:
M s  Rs  As  h0  0.5  x   5000  4,02  (27  0,5  1,24)  2100  0,57(3  0,5  1,24 
 533087кгсхсм  5331кгс м;
по бетону:
71
M b  Rb  b f  x  h0  0.5  x   115  146  1,24  (27  0,5  1,24)  545459 кгс см  5454кгс м
Предельная величина расчетной нагрузки на плиты перекрытия
q
M сеч  8
5454  8

 873 кг с/ м2
2
2
1,46  5,85
b f  l0
Действующая нагрузка на рядовые плиты с учетом конструкции покрытия,
веса плит и снеговой нагрузки составляет:
qс  700 кгс / м 2  q  873 кгс / м 2
Действующая нагрузка на плиты в месте перепада высот с учетом конструкции покрытия, веса плит и снегового мешка составляет:
qс  837 кгс/ м 2  q  873 кгс/ м 2 .
Вывод: Прочность сборных железобетонных плит перекрытия по нормальным сечениям обеспечивается с запасом до 25% на рядовых участках и
4% в местах перепада высот. Таким образом, техническое состояние плит
покрытия можно считать работоспособным с учетом выявленных местных дефектов. В соответствии с п.3.13 прочность нормальных сечений при
арматуре класса АIV может быть увеличена в 1,1 раза. Тогда величина предельной нагрузки на плиты составит 960кгс/м2, что не учтено в расчете.
Расчет полки на местный изгиб
Полка плит перекрытия работает как плита, опертая по контуру.
Условие предельного равновесия:
ql12 3l2  l1 
8M 
; l1  l2;
12
ql12 3l2  l1  ql13 585  1,403
M 


= 33,44 кгсм/м
96
48
48
Требуемое количество продольной рабочей арматуры в полке:
Аs = 3344 = 0,72 см2/м.
3150  1,46
Установлено 64ВрI с Аs = 0,75 см2/м
Вывод: Прочность полки плиты на местный изгиб обеспечивается с запасом до 4% при полной расчетной нагрузке. Полки плит находятся в работоспособном состоянии.
Прочность наклонных сечений
Приопорная зона плиты армирована поперечными стержнями диаметром
 4 мм Вр-I с шагом 15 см.
Интенсивность усилий в поперечных стержнях:
72
n  Аsw  Rsw 2  0,125  1750

 30,0кгс / см
S
15
Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой:
qsw 
Qsw  qsw  h0  30  27  810 кгс
Поперечная сила воспринимаемая бетоном:
Qв 
 b 2  1   f   n  Rbt   b 2  b  h0 2
c

2  1,25  7,65  0,9  16  27 2
 3718 кгс.
2  27
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой и бетоном:
Qbw = 810 + 3718 = 4528 кгс
Поперечная сила, воспринимаемая совместно арматурой с бетоном:
Qbw  2  b  Rbt   b 2  b  h0  q sw  2 2  7,65  0,9  16  27 2  30  496 кгс
2
Предельная величина расчетной нагрузки на плиты:
q
2  Qbw 2  4528

 1032 кг с/ м 2  837 кг с/ м 2
l b
5,85  1,5
Вывод:
Ребристые плиты покрытия обладают достаточным запасом прочности (23%) по наклонным сечениям в опорных участках. Их
техническое состояние является работоспособным.
5.4. Остаточная прочность и эксплуатационная пригодность
железобетонных балок сборного покрытия
5.4.1. Расчет железобетонных балок IБ4-18
Высота сечения балок на опоре -79 см, в середине пролёта – 165 см, при
пролете 18,0 м. Сечение балки двутавровое. Конструкция балки представлена в
исполнительной документации. Нижняя зона балок марки IБ4-18 в пролете армирована напрягаемой арматурой 9 20 АIV с Аs = 28,26 см2. Верхняя зона балок в пролете армирована сеткой с рабочей продольной арматурой 4 Ø18 АIII с
Аs = 10,16 см2. Поперечная арматура выполнена из замкнутых стержней 2 Ø10
А III с Аs = 1,57 см2. Нагрузка на балку приведена в табл. 2.
Таблица 2
№
n.n
Вид нагрузки
1
I. Постоянная
Рулонный ковер кровли из рубероида на битумной мастике
Нормативная Коэффициент Расчётная
кгс/м2
надёжности
кгс/м2
12,6
1,2
17,0
73
Цементная
=35 мм
3
Утеплитель - керамзит толщ.
=160 мм и средней плотностью
с учетом протечек в ендовах 800
кг/м3
4
Пароизоляция из рубероида на
битумной мастике
5
Собственный вес плит перекрытия с учетом замоноличивания
швов
181,0
Собственный вес балок
47,0
Итого:
445,0
6.
стяжка
толщиной
1,3
2
70,0
91,0
1,3
128,0
166,0
1,2
6,0
7,0
1,1
199,0
1,1
51,7
532,0
II. Временная
6
7.
1,4
Снеговая по СНиП 2.01.07-85* на
рядовых участках
170,0
240,0
ИТОГО:
625,0
772,0
Снеговая нагрузка на плиты покрытия в месте перепада высот μ
=1,5
255,0
357,0
ИТОГО у перепада высот
700,0
890,0
1,4
Погонная нагрузка на балку с учетом коэффициента надежности по назначению п = 1:
- нормативная:
- расчетная:
qп = 600,0  6,0 = 3600 кгс/м;
q = 772  6,0 = 4632 кгс/м.
Погонная нагрузка на балку с учетом коэффициента надежности по назначению п = 1 в зоне снегового мешка на длине 4,5м:
- нормативная:
- расчетная:
qп = 700,0  6,0 = 4200 кгс/м;
q = 890  6,0 = 5340 кгс/м.
74
Проверка прочности нормальных сечений
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb  195х0,9  175 кгс/ см 2 ; Rbt  13х0,9  11,7 кгс/ см 2 ;  b 2  0,9 ;
- арматуры RS  5000кгс/ см 2 для арматуры АIV; RSw  2750кгс/ см 2 ;
RS  3400кгс/ см 2 для арматуры АIII. Расчетные сопротивления арматуры взяты из СП 13-102.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s =1.
Рабочая высота сечения балки:hо = 165 – 8 = 157 см.
Высота сжатой зоны бетона:
A  R
x 
s
1

 As  Rs
 28,26  5000  10,16  3400  14,9 см
Rb   b 2  b
175  40
/
s
Момент воспринимаемый сечением балки в пролёте:
- по арматуре
M s  As  Rs  h0  0.5  x1   As  Rs  0,5  x1  а  
/
 28,26  5000  157  0,5  14,9  10,16  3400  0,5  14,9  4 
 219245254 кг с см
- по бетону
M в  Rb   b 2  b  x1  h0  0.5 x1   As  Rs   s  h0  a  
/
 175  40  14,9  157  0,5  14,9  10,16  3400  157  4 
 21825450 кг с см
Нагрузка, воспринимаемая балкой в пролёте
q
218255  8
 923 кгс/ м 2  772кгс/ м 2
17,75 2  6
Эквивалентная равномерно распределенная нагрузка на стропильные балки в зоне перепада высот составляет 800 кгс/м2. Это подтверждено статическим
расчетом балки по двум загружениям в программном комплексе «ЛИРА 9.2».
Результаты расчета приведены ниже по тексту.
Вывод: Прочность нормальных сечений балки обеспечивается с запасом
20%, а зоне действия снеговых мешков с запасом 15%. Техническое состояние балки по нормальным сечениям работоспособное. В соответствии с
п.3.13 прочность нормальных сечений при арматуре класса АIV может
быть увеличена в 1,1 раза. Тогда величина предельной нагрузки на балки составит 1000кгс/м2, что не учтено в расчете.
75
Проверка прочности наклонных сечений
В приопорной зоне установлены стержни диаметром 2 Ø10 АIII с Аs =
1,57 см2. Шаг стержней 100 мм.
Максимальная поперечная сила в приопорной зоне балок:
- для участков без снегового мешка Q = 7726 0,518,0 = 41688 кгс;
- для участков со снеговым мешком Q = 8376 0,518,0 = 45198 кгс.
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном
Qb  1,5  11,7  0,9  14  79  17469 кгс
Интенсивность усилий в поперечной арматуре
q sw 
2750  2  0,785
 432 кгс/ см
10
Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой:
Qsw = 432х79 = 34128 кгс.
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой и бетоном:
Qbw = 17469 + 34128 = 51597 кгс
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном и арматурой совместно:
Qbw  2 2  11,7  0,9  14  79 2  432  56388 кгс  45198 кгс
Вывод:
Прочность наклонных сечений балки при снеговых мешках в зоне
перепада высот обеспечивается с запасом до 20%, а без снеговых
мешков – до 35%. Техническое состояние балки по наклонным сечениям работоспособное.
Общий вывод: Техническое состояние балок марки IБ4-18 является
работоспособным.
5.4.2. Расчет железобетонных с отверстиями балок БДО-18
Балку рассчитываем по упрощенной схеме, так как ее верхний пояс очерчен по параболе (окружности) и опасным расчетным сечением в этом случае
является середина пролета.
Высота сечения балок на опоре -79 см, в середине пролёта – 195 см, при
пролете 18,0 м. Сечение балки двутавровое. Конструкция балки представлена в
исполнительной документации. Нижняя зона балок марки в пролете армирова76
на напрягаемой арматурой 6 22 АIV с Аs = 22,8 см2. Верхняя зона балок в
пролете армирована сеткой с рабочей продольной арматурой 4 Ø18 АIII с Аs =
10,16 см2. Поперечная арматура выполнена из замкнутых стержней 2 Ø10 А III
с Аs = 1,57 см2. Нагрузка на балку приведена в табл. 2.
Погонная нагрузка на балку с учетом коэффициента надежности по назначению п = 1:
- нормативная:
qп = 600,0  6,0 = 3600 кгс/м;
- расчетная:
q = 772  6,0 = 4632 кгс/м.
Проверка прочности нормальных сечений
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb  195х0,9  175 кгс/ см 2 ; Rbt  13х0,9  11,7 кгс/ см 2 ;  b 2  0,9 ;
- арматуры RS  5000кгс/ см 2 для арматуры АIV; RSw  2750кгс/ см 2 ;
RS  3400кгс/ см 2 для арматуры АIII. Расчетные сопротивления арматуры
взяты из СП 13-102.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Рабочая высота сечения балки:hо = 195 – 18/2 = 186 см.
Высота сжатой зоны бетона:
x1 
A  R
s

 As  Rs
 22,4  5000  10,16  3400  11,0см
Rb   b 2  b
175,75  40
/
s
Момент воспринимаемый сечением балки в пролёте:
- по арматуре
M s  As  Rs  h0  0.5  x1   As  Rs  0,5  x1  а  
/
 22,8  5000  186  0,5  11,  10,16  3400  0,5  11  4 
 20628816 кг с см
- по бетону
M в  Rb   b 2  b  x1  h0  0.5 x1   As  Rs   s  h0  a  
/
 175,75  40  11  186  0,5  11  10,16  3400  186  4 
 20563027 кг с см
Нагрузка, воспринимаемая балкой в пролёте:
q
205630  8
 870 кгс/ м 2  772 кгс/ м 2 .
2
17,75  6
77
Вывод: Прочность нормальных сечений балки при данном виде загружения обеспечивается с запасом до 13%. . В соответствии с п.3.13 прочность
нормальных сечений при арматуре класса АIV может быть увеличена в 1,1
раза. Тогда величина предельной нагрузки на балки составит 957кгс/м2, что
не учтено в расчете.
Проверка прочности наклонных сечений
В приопорной зоне установлены стержни диаметром 2 Ø10 АIII с Аs =
1,57 см2. Шаг стержней 100 мм.
Максимальная поперечная сила в приопорной зоне балок:
Q = 7726 0,518,0 = 41688 кгс .
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном
Qb  1,5  11,7  0,9  14  79  17469 кгс
Интенсивность усилий в поперечной арматуре
q sw 
2750  2  0,785
 432 кгс/ см
10
Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой:
Qsw = 432х79 = 34128 кгс.
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой и бетоном:
Qbw = 17469 + 34128 = 51597 кгс.
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном и арматурой совместно:
Qbw  2 2  11,7  0,9  14  79 2  432  56388 кгс  41688 кгс
Общий вывод:
Прочность наклонных сечений балки при данном виде
загружения обеспечивается с запасом до 35%.
5.4.3. Остаточная прочность и эксплуатационная пригодность
железобетонных неразрезных балок в месте перепада высот
Высота сечения неразрезных балок постоянная и составляет 80 см при
пролетах 6,0 м. Сечение балки прямоугольное шириной 40см. Конструкция
балки представлена в исполнительной документации. Армирование балок
симметричное Нижняя зона балок армирована стержнями 3 20 АII с Аs = 22,8
78
см2. Верхняя зона балок также 3 Ø20 АII с Аs = 9,42 см2. Поперечная арматура
выполнена из замкнутых стержней 2 Ø6 А II с Аs = 0,57 см2. Нагрузка на балку
от веса кирпичной стены и дополнительного утепления
- расчетная:
q = 3700 кгс/м.
Проверка прочности нормальных сечений
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb  100 х0,9  90кгс/ см 2 ; Rbt  8х0,9  17,2кгс/ см 2 ;
- арматуры RS  2700кгс/ см 2 ; RSw  1750кгс/ см 2 . Расчетные сопротивления
арматуры взяты из СП 13-102.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Рабочая высота сечения балки:hо = 80 – 5 = 75 см.
Момент воспринимаемый сечением балки в пролёте:
- по арматуре при симметричном армировании
M s  As  Rs  ho  а   9,42  2700  75  5  1780380 кгс см  17804кгс м
Нагрузка, воспринимаемая балкой в пролёте:
q
17804  12
 5934 кгс/ м  3700 кгс/ м2 .
36
Вывод: Прочность нормальных сечений балки при данном виде загружения
обеспечивается с запасом до 60%.
Проверка прочности наклонных сечений
В приопорной зоне установлены стержни диаметром 2 Ø6 АI с Аs = 0,57
2
см . Шаг стержней 250 мм.
Максимальная поперечная сила в приопорной зоне балок:
Q = 3700 0,56,0 = 11100 кгс .
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном
Qb  1,5  7,2  0,9  40  75  29160 кгс
Интенсивность усилий в поперечной арматуре
qsw 
1750  2  0,283
 80 кгс/ см
25
Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой:
79
Qsw = 80х75 = 6000 кгс.
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой и бетоном:
Qbw = 29160 + 6000 = 35160 кгс
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном и арматурой совместно:
Qbw  2 2  7,2  0,9  40  752  80  30547 кгс  11100 кгс
Общий вывод:
Прочность наклонных сечений балки при данном виде
загружения обеспечивается с запасом до 285%.
5.5. Остаточная прочность железобетонных колонн каркаса
5.5.1. Крайние колонны КП II-19
Железобетонные колонны каркаса имеют высоту Н = 7,0 м.
Сечение колонн – 40х40 см. Площадь сечения арматуры Аs = As = 11,4см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Нагрузка на колонны от балок перекрытия:
Nк = 772 9  6  1 = 41688 кгс
Колонны каркаса можно считать как внецентренно загруженные с малым эксцентриситетом.
Величина эксцентриситета приложения нагрузки:
е=200-1/3lоп=200 - 1/3300 =100 мм = 10 см.
Максимальная величина отклонения верха колонн для учета дополнительного эксцентриситета по исполнительной съемке равна 21мм. Тогда полный максимальный эксцентриситет приложения продольной силы на колонну
составит
е = 10 +2,1 = 12,1см.
Изгибающий момент в колонне от внецентренного приложения нагрузки:
М=Nк  е = 41688 12,1= 504425кгс см
80
Расчетная длина элемента:
l0  1,5H  1,5  7  10,5 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х403)/12 + 0,7х2100000х(2х11,4х162) = 18,7х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х18,7х109 / 11,0х105 =175714кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 41688/ 175714) = 1,31
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,31
e  e0   0.5  h  a  13,41  1.31  0.5  40  4  33,56см
е0 = h / 30 + 12,1= 40 / 30 +12,1 = 13,41 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 11,4 см2:
х
Nк
41688

 11,03 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  40
Ξ = 11,03 / 36 = 0,306 < 0,55.
Несущая способность колонн:
N пр
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 

;
е
105  40  11  0,9  36  0.5  11  3400  11,4  36  4
= 74747 кгс
33,56
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
74747  41688
 100%  44%
74747
Вывод. Крайние колонны обладают запасом прочности до 44 %. В численном значении это составит
74747 – 41688 = 33059кгс.
5.5.2. Средние колонны КП III-19
Железобетонные колонны каркаса имеют высоту Н = 6,5 м.
81
Сечение колонн – 40х60 см. Площадь сечения арматуры Аs = As = 18,46
см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Нагрузка на колонны от балок перекрытия:
Nк = (772+28) 18  12  1 = 172800 кгс
Расчетная длина элемента:
l0  1,5 H  1,5  6,5  9,75 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х603)/12 + 0,7х2100000х(2х18,46х262) = 77х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х77х109 / 9,75х104 =800000кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 172800/ 800000) = 1,276
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,276
e  e0   0.5  h  a  4,1  1.276  0.5  60  4  31,2см
е0 = h / 30 + 2,1= 60 / 30 = 4,1 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 18,46 см2:
х
Nк
172800

 30,44 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  60
Ξ = 30,44 / 56 = 0,544 < 0,55.
Несущая способность колонн:
N пр
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 

;
е
105  40  30,44  0,9  56  0.5  30,44  3400  18,46  56  4
= 255812 кгс
31,2
82
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
255812  172800
 100%  32%
255812
Вывод. Наиболее нагруженные средние колонны каркаса обладают достаточной остаточной прочностью для нормальной дальнейшей эксплуатации, с запасом прочности до 32%. В численном значении
это составит
255812 – 172800 = 83012кгс.
5.5.3. Крайние колонны КП I-10
Надкрановая часть
Надкрановая часть колонны имеет высоту Н = 3,2 м.
Сечение колонн – 40х38 см. Площадь сечения арматуры Аs + As = 15,2 см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Нагрузка на надкрановую часть колонны от балок покрытия согласно расчёту в Лире:
Nк = 44516 кгс
Расчетная длина элемента:
l0  2,0H d  2,0  3,2  6,4 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х383)/12 + 0,7х2100000х(2х7,6х172) = 10,9х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х10,9х109 / 4,1 х105 =261860кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 44516/ 221860) = 1,25
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,25
e  e0   0.5  h  a  14,7  1.25  0.5  38  4  33,4см
е0 = h / 30 + 13,3= 38 / 30+13,3= 14,7 см
83
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 7,6 см2:
х
Nк
44516

 11,8 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  40
Ξ = 11,8 / 34 = 0,346 < 0,55.
Величина расчетной нагрузки на колонну
N пр
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 
;

е
105  40  11,8  0,9  34  0.5  11,8  3400  7,6  34  4
= 64756 кгс
33,4
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
64756  44516
 100%  31,2% .
64756
Вывод. Надкрановая часть колонн обладает достаточным запасом
прочности для нормальной дальнейшей эксплуатации, с запасом
прочности до 31%. В численном значении это составит
64756 – 44516 =20241 кгс.
Подкрановая часть
Подкрановая часть колонны имеет высоту Н = 7,0 м.
Сечение колонн – 40х60 см. Площадь сечения арматуры Аs + As = 22,8 см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9.
Нагрузка на подкрановую часть колонны от балок перекрытия и покрытия:
Nк = 80060 кгс
Расчетная длина элемента:
l0  1,5H d  1,5  7,0  10,5 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х603)/12 + 0,7х2100000х(2х11,4х262) = 57,2х109
кгс/см2.
84
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х57,2х109 / 11х105 =512200кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 80060/ 512200) = 1,19
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,19
e  e0   0.5  h  a  11,6  1.19  0.5  60  4  39,8см
е0 = h / 30 + 9,6 = 60 / 30 +9,6 = 11,6 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 11,4см2:
Nк
80060

 21,18 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  40
х
Ξ = 21,18 / 56 = 0,378 < 0,55.
Несущая способность колонн:
N пр 
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 
;
е
105  40  21,18  0,9  56  0.5  21,18  3400  11,4  56  4
= 142167 кгс
39,8
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
142167  80060
 100%  43%
142167
Вывод. Подкрановые части крайних колонн каркаса обладают достаточной остаточной прочностью для нормальной дальнейшей эксплуатации, с запасом прочности до 43%. В численном значении
это составит
255812 – 172800 = 62107кгс.
5.5.4. Средние колонны КП I-14
Надкрановая часть
Надкрановая часть колонны имеет высоту Н = 3,2 м.
Сечение колонн – 40х60 см. Площадь сечения арматуры Аs + As = 24,6 см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
85
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9.
Нагрузка на подкрановую часть колонны согласно расчёту в Лире:
Nк = 90108 кгс
Расчетная длина элемента:
l0  2,0H d  2,0  3,2  6,4 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х603)/12 + 0,7х2100000х(2х12,3х262) = 60х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х60х109 / 4,1 х105 =1441463кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 90108 / 1441463) = 1,067
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,067
e  e0   0.5  h  a  5,3  1.067  0.5  60  4  31,7см
е0 = h / 30 + 3,3= 60 / 30+3,3= 5,3 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 12,3 см2:
х
Nк
90108

 23,84 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  40
Ξ = 23,84 / 56 = 0,426 < 0,55.
Величина расчетной нагрузки на колонну
N пр
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 

;
е
105  40  23,84  0,9  56  0.5  23,84  3400  12,3  56  4
= 193682 кгс
31,7
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
193682  90108
 100%  53,2% .
193682
Вывод. Надкрановая часть колонн обладает достаточным запасом
прочности для нормальной дальнейшей эксплуатации, с запасом
прочности до 53%. В численном значении это составит
86
.
193682–90108 =103573 кгс
Подкрановая часть
Подкрановая часть колонны имеет высоту Н = 7,0 м.
Сечение колонн – 40х60 см. Площадь сечения арматуры Аs = As = 18,46
см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 105,0 кгс/см2; Rb t = 8,5 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9.
Нагрузка на подкрановую часть колонны от балок перекрытия и покрытия:
Nк = 154908 кгс ; М =5,34тс*м.
Расчетная длина элемента:
l0  1,5H d  1,5  7,0  10,5 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х603)/12 + 0,7х2100000х(2х18,46х262) = 77,2х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х77,2х109 / 11х105 =691291кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 154908 / 691291) = 1,29
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,29
e  e0    0.5  h  a  5,6  1.29  0.5  60  4  33,3см
е0 = h / 30 + 3,6 = 60 / 30 +3,6 = 5,6 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 18,46см2:
х
Nк
154908

 41 см .
Rb   b 2  b 105  0,9  40
Ξ = 41 / 56 = 0,732 > 0,55.
Пересчитаем Х
87
Х = (154908+ 3400Х18,46(1+0,55/1-0,55) -3400Х18,46) /
(105Х0,9Х40+(3400Х2Х18,46/56(1-0,55))= = 35,2 см
Несущая способность колонн:
N пр 
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 
;
е
105  40  35,2  0,9  56  0.5  35,2  3400  18,46  56  4
= 251444 кгс
33,3
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
251444  154908
 100%  38,4%
251444
Вывод. Подкрановые части крайних колонн каркаса обладают достаточной остаточной прочностью для нормальной дальнейшей эксплуатации, с запасом прочности до 43%. В численном значении
это составит
251444 – 154908 = 96536кгс.
5.5.5. Колонны фахверка высокой части.
Железобетонные колонны каркаса имеют высоту Н = 10,0 м. На высоте 6
м от низа колонн устраивается промежуточное перекрытие, которое крепится к
колоннам при помощи опорных столиков.
Сечение колонн – 40х40 см. Площадь сечения арматуры Аs = As = 6,28см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 95,0 кгс/см2; Rb t = 8,2 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Нагрузка на колонны от балок перекрытия:
Нагрузки на колонну:
- собственный вес колонн
0,4х0,4х13х2500х1.1 = 5720кгс;
- нагрузка от проектируемого промежуточного перекрытия
1200х6х3=21600кгс;
Суммарная нагрузка на фундамент фахверка
5720 + 52969 + 21600 = 27320 кгс;
Изгибающий момент от ветровой нагрузки
М = - 7260кгс*м;
Колонны каркаса можно считать как внецентренно загруженные .
88
Величина эксцентриситета приложения нагрузки:
е=7260/27320 = 26,6 см.
Максимальная величина отклонения верха колонн для учета дополнительного эксцентриситета по исполнительной съемке равна 20мм. Тогда полный максимальный эксцентриситет приложения продольной силы на колонну
составит
е = 26,6+2,0 = 28,6см.
Расчетная длина элемента с учетом опорного столика с перекрытием:
l0  0,9H  0,9  10  9 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х403)/12 + 0,7х2100000х(2х6,28х162) = 16.7х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
Nкр = 3,142х16,7х109 / 8,1х105 =203080кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 27320/ 203080) = 1,155
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,31
e  e0   0.5  h  a  28,6  1.155  0.5  40  4  49,1см
е0 = h / 30 + 12,1= 40 / 30 +12,1 = 13,41 см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 6,28 см2:
х
Nк
27320

 8 см .
Rb   b 2  b 95  0,9  40
Ξ = 8 / 36 = 0,222 < 0,55.
Несущая способность колонн:
N пр 
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 
;
е
95  40  8  0,9  36  0.5  8  3400  6,28  36  4
= 31747 кгс
49,1
Запас прочности колонн составляет:
89

N пр  N к
N пр
 100% 
31747  27320
 100%  16%
27320
Вывод. Фахверковые колонны обладают запасом прочности до 16 % в случае устройства промежуточного перекрытия. В численном значении это составит
31747 – 27320 = 4427кгс.
5.5.6. Колонны фахверка низкой части.
Железобетонные колонны каркаса имеют высоту Н = 7,0 м. Сечение колонн – 40х40 см. Площадь сечения арматуры Аs = As = 6,28см2.
Прочностные характеристики материалов:
- бетона Rb = 95,0 кгс/см2; Rb t = 8,2 кгс/см2.
-
арматуры Rs = Rsс = 3400 кгс/см2.
Коэффициенты условий работы: b2 = 0,9; s = 1.
Нагрузка на колонны:
Нагрузки на обрезе фундамента:
- собственный вес колонн
0,4х0,4х9.2х2500х1.1 = 4048кгс;
Изгибающий момент от ветровой нагрузки
М = - 3504кгс*м;
Колонны каркаса можно считать как внецентренно загруженные .
Величина эксцентриситета приложения нагрузки:
е=3504/ 4048 = 86,6 см.
Максимальная величина отклонения верха колонн для учета дополнительного эксцентриситета по исполнительной съемке равна 20мм. Тогда полный максимальный эксцентриситет приложения продольной силы на колонну составит
е = 86,6+2,0 = 88,6см.
Расчетная длина элемента с учетом опорного столика с перекрытием:
l0  2H  2  7  14 м
Жесткость колонн
D = 0,2х240000х(40х403)/12 + 0,7х2100000х(2х6,28х162) = 16.7х109
кгс/см2.
Условная критическая сила
90
Nкр = 3,142х16,7х109 / 19,6х105 =83917кгс
Коэффициент продольного изгиба
η = 1 / (1 – 4048/ 83917) = 1,05
Расчетный эксцентриситет приложения продольной силы при коэффициенте продольного изгиба η = 1,31
e  e0   0.5  h  a  88,6  1.05  0.5  40  4  109см
Высота сжатой зоны бетона при Аs = As = 6,28 см2:
х
Nк
27320

 8 см .
Rb   b 2  b 95  0,9  40
Ξ = 8 / 36 = 0,222 < 0,55.
Несущая способность колонн:
N пр
N пр 

Rb  b  x   b 2  h0  0.5  x   Rsc  As   s  h0  a 
;

е
95  40  8  0,9  36  0.5  8  3400  6,28  36  4
= 14301 кгс
109
Запас прочности колонн составляет:

N пр  N к
N пр
 100% 
14301  4048
 100%  72%
14301
Вывод. Фахверковые колонны обладают запасом прочности до 72 % в случае устройства промежуточного перекрытия. В численном значении это составит
14301 –4048 = 10253кгс.
6. Подстропильная ферма ПФ-1
Поверочный расчёт подстропильной фермы выполнялся в расчётном комплексе ЛИРА с использованием модуля СТК. Пояса металлической фермы выполнены из двух спаренных уголков 200х125х12 мм, раскосы из спаренных
уголков 125х10 мм, стойки – 63х7 мм.
Нагрузка, действующая в середине пролёта рамы от опирающихся стропильных балок, составляет:
N = 772 18  6 = 83376 кгс
91
92
Вывод: Несущая способность металлической подстропильной фермы обеспеченна с запасом до 21% по нижнему поясу и 23% по верхнему поясу. Решетка ферм используется максимально на 76%.
При введении промежуточных опор под стропильные балки низкой части
здания нагрузка на подстропильные фермы снизится и составит
532х6х18 + 240х6х10,8 = 57456 + 15552 = 73008кгс.
В случае реализации на покрытии низкой части летнего кафе и смотровой
площадки нагрузка на подстропильные фермы составит
532х6х18 + 400х6х10,8 =57456 + 25920 = 83376 кгс.
Как следует из определенных выше нагрузок на подстропильные фермы при
введении промежуточных опор нагрузка на фермы снижается, при возможном
летнем использовании покрытия низкой части под кафе и смотровую площадку
не превышает действующую до реконструкции.
93
7. Расчет фундаментов
Расчет фундаментов выполнен на новые нагрузки по результатам предполагаемой реконструкции.
7.1. Фундамент под крайнюю колонну по оси А
Значения расчетных усилий на обрезе фундамента:
- нагрузка от веса покрытия и снега, а также от веса колонн
N = 34700 + 12960 = 47660 кгс;
- нагрузка от веса стен
N = 44000кгс;
- нагрузка от рампы
N = 1000х1,5х6 = 9000 кгс;
- нагрузка от планируемого промежуточного перекрытия
N = 1000х4,5х6 = 27000 кгс;
- суммарное значение продольной силы на фундамент
Nсум. = 47660 + 44000 + 9000 + 27000= 127660кгс;
- величина поперечной силы на обрезе фундамента с учетом бокового давления грунта
Q = -(2632 +2302) = - 4934кгс;
- суммарная величина изгибающего момента на обрезе от вертикальных и
ветровых нагрузок
Мсум. = 8506 – 44000х0,49 = - 13054 кгс*м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного
счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
94
Тип грунта в основании фундамента:
Пылевато-глинистые, крупнообломочные с пылевато-глинистым заполнителем
0.25<I<0.5
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
На основе непосредственных испытаний
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 26 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 3.2 м, a= 3.2 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения Примечания
N
127.66
тс
My
-13.05
тс*м
Qx
-4.94
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
2
тс/м2
на грунт
2. - Выводы:
95
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.77
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.33
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 20.93 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 19.26 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 12.67 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 187.97 тс
Сопротивление основания 768.14 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
96
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 3.2 м
Длина подошвы фундамента (a) 3.2 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
127.66
тс
My
-13.05
тс*м
Qx
-4.94
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 30.17 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = -0.011
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 5.3 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
97
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
Расчетные характеристики бетона:Rb = 10МПа; Rbt = 0,82МПа; Rbn =13МПа;
Rbtn =1,25МПа;
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта. Расчетная схема приведена на рис.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 2,2)2 = 6,8тс*м;
М2 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 1,4)2 = 22,03тс*м;
М3 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 0,6)2 = 45,97тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 3,2х0,42 / 6 = 0,09м3;
W2 = 3,2х0,82 / 6 = 0,341м3;
W1 = 3,2х1,552 / 6 = 1,28м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 6,8 / 0,09 = 75,55тс/м2 = 7,55 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 22,03 / 0,341 = 64,6тс/м2 = 6,46 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 45,97 / 1,28 = 35,91тс/м2 = 3,6 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
98
As1 = 6,8х105 /(2700х0,9х33) = 8,48см2
As2 = 22,03х105 /(2700х0,9х73) = 12,4см2
As3 = 45,97х105 /(2700х0,9х148) = 12,78см2
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 17 Ø12 АII с As
= 19,21см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: Фундамент под крайними колоннами каркаса высокой
части здания отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.2. Фундамент под среднюю колонну по оси Г
Значения расчетных усилий на обрезе фундамента:
- нагрузка от веса покрытия и снега, а также от веса колонн
N = 57456+2112+4620 + 25920= 90108 кгс;
- нагрузка от планируемого промежуточного перекрытия
N = 1200х9х6 = 64000 кгс;
- суммарное значение продольной силы на фундамент
Nсум. = 90108 + 64800= 154108кгс;
- величина поперечной силы на обрезе фундамента с учетом бокового давления грунта
Q = 534кгс;
- суммарная величина изгибающего момента на обрезе от вертикальных и
ветровых нагрузок
Мсум. = 5432 кгс*м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного
счета.
99
Результаты расчёта
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 26 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 3.5 м, a= 3.5 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
154.9
тс
My
5.43
тс*м
Qx
-0.53
тс
Mx
0
тс*м
Примечания
100
Qy
0
тс
q
2
тс/м2
на грунт
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.95
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.42
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 17 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 16.88 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 15.36 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 227.05 тс
Сопротивление основания 734.65 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
101
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 33.5 м
Длина подошвы фундамента (a) 3.5 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
154.9
тс
My
5.34
тс*м
Qx
0.54
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 30.44 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 1E-5
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 7.2 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
102
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры установлен, но ее диаметр и класс не
определялся. Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры
равный 12мм из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта. Расчетная схема приведена на рис.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (16х3,4 / 8) х(3,4 – 2,4)2 = 6,8тс*м;
М2 = (16х3,4 / 8) х(3,4 – 1,4)2 = 27,2тс*м;
М3 = (16х3,4 / 8) х(3,4 – 0,6)2 = 53,31тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 3,4х0,42 / 6 = 0,095м3;
W2 = 3,4х0,82 / 6 = 0,363м3;
W1 = 3,4х1,552 / 6 = 1,36м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 6,8 / 0,095 = 71,55тс/м2 = 7,58 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 27,2 / 0,363 = 64,6тс/м2 = 74,93 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 53,31 / 1,36 = 39,2тс/м2 = 3,92 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
As1 = 6,8х105 /(2700х0,9х33) = 8,48см2
As2 = 27,2х105 /(2700х0,9х73) = 15,31см2
103
As3 = 53,31х105 /(2700х0,9х148) = 14,81см2
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 17 Ø12 АII с As
= 19,21см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как для бетонной конструкции и тем более с наличием
армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: фундамент под средними колоннами каркаса высокой части здания
отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.3. Фундамент под колонны по оси Ж
Значения расчетных усилий на обрезе фундамента:
- нагрузка от веса покрытия и снега, а также от веса колонн
N = 34700 + 12960 +28728+4620 + 5960 +7712 = 91588 кгс;
- нагрузка от планируемого промежуточного перекрытия
N = 1200х4,5х6 = 32400 кгс;
- нагрузка от веса стены у перепада высот
N = 13844 кгс;
- суммарное значение продольной силы на фундамент
Nсум. = 91588 + 32400 + 13844 = 137832кгс;
- величина поперечной силы на обрезе фундамента с учетом бокового давления грунта
Q = 534+ 376 = 910кгс;
- суммарная величина изгибающего момента на обрезе от вертикальных и
ветровых нагрузок
Мсум. = 5432 + 13844х 0,49 = 12216кгс*м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного
счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
104
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 26 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 4 м, a= 3.4 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
137.82
тс
My
12.22
тс*м
Qx
0.91
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
3.5
тс/м2
Примечания
на грунт
105
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.85
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.38
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 18.86 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 15.6 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 12.98 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 223.5 тс
Сопротивление основания 802.93 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 4 м
106
Длина подошвы фундамента (a) 3.4 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
137.8
тс
My
12.22
тс*м
Qx
0.91
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 23.84 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 0.00345
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 4.9 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
107
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (14,3х3,4 / 8) х(4,0 – 2,9)2 = 7,35тс*м;
М2 = (14,3х3,4 / 8) х(4,0 – 2,0)2 = 24,31тс*м;
М3 = (14,3х3,4 / 8) х(4,0 – 1,4)2 = 41,09тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 3,4х0,42 / 6 = 0,095м3;
W2 = 3,4х0,82 / 6 = 0,363м3;
W1 = 3,4х1,552 / 6 = 1,36м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 7,35 / 0,095 = 77,05тс/м2 = 7,7 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 24,31 / 0,363 = 67,0тс/м2 = 6,46 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 41,09 / 1,36 = 30,21тс/м2 = 3,02 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
As1 = 7,35х105 /(2700х0,9х33) = 9,16см2
As2 = 24,31х105 /(2700х0,9х73) = 13,7см2
As3 = 41,03х105 /(2700х0,9х148) = 11,41см2
108
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 17 Ø12 АII с As
= 19,21см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: фундамент под колоннами каркаса высокой и низкой части здания в
месте перепада высот отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.4. Фундамент под среднюю колонну по оси М
Значения расчетных усилий на обрезе фундамента:
- нагрузка от веса покрытия и снега, а также от веса колонн
N = 114960+4620 + 51840 = 171372 кгс;
- нагрузка от планируемого использования кровли под кафе
N = 300х12х18 = 64800 кгс;
- разгрузка средних колонн путем введения промежуточных стоек под
стропильные балки
N = 750х12х9 = 81000 кгс
- суммарное значение продольной силы на фундамент
Nсум. = 171372+ 64800 – 81000 = 155172кгс;
- величина поперечной силы на обрезе фундамента с учетом бокового давления грунта
Q = -433кгс;
- суммарная величина изгибающего момента на обрезе от вертикальных и
ветровых нагрузок
Мсум. = 2220 кгс*м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного
счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
109
1. - Исходные данные:
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 23 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 3.2 м, a= 3.2 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
155.2
тс
My
2.22
тс*м
Qx
-0.83
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
0.5
тс/м2
Примечания
на грунт
110
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.91
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.37
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 18.62 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 17.15 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 16.85 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 200.15 тс
Сопротивление основания 734.01 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
111
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 3.2 м
Длина подошвы фундамента (a) 3.2 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
155.2
тс
My
2.22
тс*м
Qx
0.43
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 33.4 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 0.00153
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 5.3 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
112
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 2,2)2 = 6,8тс*м;
М2 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 1,4)2 = 22,03тс*м;
М3 = (17х3,2 / 8) х(3,2 – 0,6)2 = 45,97тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 3,2х0,42 / 6 = 0,09м3;
W2 = 3,2х0,82 / 6 = 0,341м3;
W1 = 3,2х1,552 / 6 = 1,28м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 6,8 / 0,09 = 75,55тс/м2 = 7,55 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 22,03 / 0,341 = 64,6тс/м2 = 6,46 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 45,97 / 1,28 = 35,91тс/м2 = 3,6 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
113
As1 = 6,8х105 /(2700х0,9х33) = 8,48см2
As2 = 22,03х105 /(2700х0,9х73) = 12,4см2
As3 = 45,97х105 /(2700х0,9х148) = 12,78см2
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 17 Ø12 АII с As
= 19,21см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: Фундамент под средними колоннами каркаса низкой части здания
отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.5. Фундамент под крайнюю колонну по оси Р
Значения расчетных усилий на обрезе фундамента:
- нагрузка от веса покрытия и снега, а также от веса колонн
N = 31808 + 7776 = 39584 кгс;
- нагрузка от веса стен
N = 36128кгс;
- нагрузка от планируемого использования покрытия для кафе
N = 400х5,4х6 = 12960 кгс;
- суммарное значение продольной силы на фундамент
Nсум. = 39584 + 36128 + 12960 = 88672кгс;
- величина поперечной силы на обрезе фундамента
Q = 2302 кгс;
- суммарная величина изгибающего момента на обрезе от вертикальных и
ветровых нагрузок
Мсум. = -3506 – 36128х0,39 = - 17595 кгс*м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного
счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
114
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 26 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 3.2 м, a= 3.2 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
88.67
тс
My
-17.6
тс*м
Qx
-0.83
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
0.5
тс/м2
Примечания
на грунт
2. - Выводы:
115
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.73
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.35
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 16.59 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 14.3 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 9.83 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 142.05 тс
Сопротивление основания 552.08 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 3.2 м
Длина подошвы фундамента (a) 3.2 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Слой 1
Пески
5
Модуль E
Ед.измерения
1100
тс/м2
116
Слой 2
Суглинки
не определена
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
88.67
тс
My
17.6
тс*м
Qx
2.3
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
2200
тс/м2
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 20.2 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 0.00983
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 4.6 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
117
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (12,7х3,2 / 8) х(3,2 – 2,2)2 = 5,1тс*м;
М2 = (12,7х3,2 / 8) х(3,2 – 1,4)2 = 16,44тс*м;
М3 = (12,7х3,2 / 8) х(3,2 – 0,6)2 = 34,37тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 3,2х0,42 / 6 = 0,09м3;
W2 = 3,2х0,82 / 6 = 0,341м3;
W1 = 3,2х1,552 / 6 = 1,28м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 5,1 / 0,09 = 56,7тс/м2 = 5,7 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 16,44 / 0,341 = 48,21тс/м2 = 4,82 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 34,37 / 1,28 = 26,85тс/м2 = 2,7 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
As1 = 5,1х105 /(2700х0,9х33) = 6,36см2
As2 = 16,44х105 /(2700х0,9х73) = 9,24см2
As3 = 34,37х105 /(2700х0,9х148) = 9,55см2
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 17 Ø12 АII с As
= 19,21см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность
обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования
фундамента по конструктивному минимуму в подошве.
118
Вывод: фундамент под крайними колоннами каркаса низкой части здания
отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.6. Расчет фундаментов под фахверковые колонны
Фундаменты по осям 1 и 27 высокой части здания
Нагрузки на обрезе фундамента:
- собственный вес колонн
0,4х0,4х13х2500х1.1 = 5720кгс;
- нагрузка от веса кирпичных стен
0,38х13.6х6х1800х1.1 – 0,38х2х1.4х4х1800х1.1 = 52969кгс;
- нагрузка от проектируемого промежуточного перекрытия
1200х6х3=21600кгс;
Суммарная нагрузка на фундамент фахверка
5720 + 52969 + 21600 = 80289 кгс;
Изгибающий момент от внецентренного приложения нагрузки от веса стен
М = 52969х 0,4 = 21187кгс*м;
Изгибающий момент от ветровой нагрузки
М = - 14522кгс*м;
Суммарный момент
М = 21187 – 14522 = 6655кгс*м.
Размеры подошвы фундамента в плане составляют 2,1х2,7м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе «ВАSЕ
5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
119
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 23 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 2.7 м, a= 2.1 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
80.3
тс
My
6.65
тс*м
Qx
-1.3
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
3
тс/м2
Примечания
на грунт
120
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.98
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.4 при
совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 17.98 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 19.22 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 16.16 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 119.37 тс
Сопротивление основания 405.96 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
121
Ширина подошвы фундамента (b) 2.7 м
Длина подошвы фундамента (a) 2.1 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
80.3
тс
My
6.65
тс*м
Qx
1.3
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 21.41 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 0.00648
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 3.9 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
122
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (17,5х2,1 / 8) х(2,7 – 1,9)2 = 2,94тс*м;
М2 = (17,5х2,1 / 8) х(2,7 – 1,1)2 = 11,76тс*м;
М3 = (17,5 х2,1 / 8) х(2,7 – 0,4)2 = 24,3тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 2,1х0,42 / 6 = 0,056м3;
W2 = 2,1х0,82 / 6 = 0,224м3;
W1 = 2,1х1,552 / 6 = 0,84м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 2,94 / 0,056 = 52,5тс/м2 = 5,25 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 11,76 / 0,224 = 52,5тс/м2 = 5,25 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 24,3 / 0,84 = 29тс/м2 = 2,9 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
As1 = 2,94х105 /(2700х0,9х33) = 3,66см2
As2 = 11,76х105 /(2700х0,9х73) = 6,63см2
123
As3 = 24,3х105 /(2700х0,9х148) = 6,76см2
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 12 Ø12 АII с As
= 13,56см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: фундамент под фахверковыми колоннами каркаса высокой части
здания отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
Фундаменты по осям 1 и 27 низкой части здания
Нагрузки на обрезе фундамента:
- собственный вес колонн
0,4х0,4х9.2х2500х1.1 = 4048кгс;
- нагрузка от веса кирпичных стен
0,38х9.2х6х1800х1.1 – 0,38х1.4х4х1800х1.1 = 37319кгс;
Суммарная нагрузка на фундамент фахверка
4048 + 37319+ 2850 = 44217кгс;
Изгибающий момент от внецентренного приложения нагрузки от веса стен
М = 44217х 0,4 = 17687кгс*м;
Изгибающий момент от ветровой нагрузки
М = - 7007кгс*м;
Суммарный момент
М = 17687 – 7007 = 10680кгс*м.
Размеры подошвы фундамента в плане составляют 1,8х2,4м.
Поверочный расчет фундамента произведен в программном комплексе «ВАSЕ
5.1». Результаты расчета представлены в виде протокола машинного счета.
Результаты расчёта
Тип фундамента:
124
Cтолбчатый на естественном основании
1. - Исходные данные:
Тип грунта в основании фундамента:
Пески пылеватые маловлажные
Тип расчёта:
Проверить заданный
Способ расчёта:
Расчёт основания по деформациям
Расчёт прочности грунтового основания
Способ определения характеристик грунта:
По таблицам 1-3 СНиП 2.02.01-83*
Конструктивная схема здания:
Гибкая
Наличие подвала:
Нет
Исходные данные для расчёта:
Удельный вес грунта 1.75 тс/м3
Удельное сцепление грунта 0.2 тс/м2
Угол внутреннего трения 23 °
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Размеры подошвы фундамента:
b= 2.4 м, a= 1.8 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Глубина заложения фундамента от уровня планировки (без подвала) (d) 1.65 м
Усреднённый коэффициент надёжности по нагрузке 1.15
Расчетные нагрузки на фундамент:
Наименование Величина Ед. измерения
N
44.22
тс
My
10.68
тс*м
Qx
-0.68
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
q
0.5
тс/м2
Примечания
на грунт
125
2. - Выводы:
По расчёту по деформациям коэффициент использования К = 0.89
По расчёту по прочности грунта основания коэффициент использования К = 0.37
при совокупном коэффициенте запаса прочности = 1.35
Расчётное сопротивление грунта основания 16.45 тс/м2
Максимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 17.56 тс/м2
Минимальное напряжение под подошвой в основном сочетании 7.87 тс/м2
Результирующая вертикальная сила 63.18 тс
Сопротивление основания 230.93 тс
Расчет осадки фундамента
Расчет осадки фундамента выполнен также в программном комплексе
«ВАSЕ 5.1». Результаты представлены ниже.
Результаты расчёта
Тип расчёта:
Деформации основания
1. - Исходные данные:
Тип фундамента:
Столбчатый
Способ расчёта:
Расчёт осадки
Исходные данные для расчёта:
126
Глубина заложения фундамента (d) 1.65 м
Высота фундамента (H) 1.55 м
Ширина подошвы фундамента (b) 2.4 м
Длина подошвы фундамента (a) 1.8 м
Расстояние до грунтовых вод (Hv) -5.6 м
Характеристики грунтов по слоям:
Номер слоя Тип грунта
Толщина, м
Модуль E
Ед.измерения
Слой 1
Пески
5
1100
тс/м2
Слой 2
Суглинки
не определена
2200
тс/м2
Нормативные нагрузки:
Обозначение Величина Ед.измерений
N
44.62
тс
My
10.68
тс*м
Qx
0.68
тс
Mx
0
тс*м
Qy
0
тс
Примечания
2. - Выводы:
Осадка фундамента S = 13.09 мм
Крен фундамента в направлении оси Х = 0.00961
Крен фундамента в направлении оси Y = 0
Нижняя граница сжимаемой толщи (Hc) 3 м
Расчет осадки выполнен согласно СНиП 2-02-01-83* "Основания зданий и сооружений".
Расчет фундамента по материалу
Фундаменты изготовлены из бетона класса В17,5 (принятого осредненно по
результатам замеров неразрушающим методом 10 фундаментов вскрытых при
обследовании 5шт. и 5шт. в ходе проектирования для уточнения размеров и
конструкции в деформационном шве).
Расчетные характеристики бетона: Rb = 10МПа;
=13МПа; Rbtn =1,25МПа;
Rbt = 0,82МПа;
Rbn
127
Фундаменты армированы в стаканной части стержнями Ø16мм, а в подошве установить диаметры арматуры не представилось возможным. На длине
шурфа подкопа под подошву более 15см не производилось, чтобы не нарушать
структуру грунта. Факт наличия арматуры в подошве фундамента по показаниям прибора ИЗС и сканера арматуры, но ее диаметр и класс не определялся.
Было принято решение принять минимальный диаметр арматуры равный 12мм
из стержней класса АII.
Расчетное сопротивление арматуры по СП 13-102 Rs =2700 кгс/см2.
Расчетная схема фундамента представляет собой двухконсольную балку, загруженную реакцией грунта.
Величины изгибающих моментов в подошве фундамента:
М1 = (12,75х1,8 / 8) х(2,4 – 1,8)2 = 1,04тс*м;
М2 = (12,75х1,8 / 8) х(2,4 – 1,0)2 = 5,73тс*м;
М3 = (12,75х1,8 / 8) х(2,4 – 0,4)2 = 11,48тс*м.
Моменты сопротивления сечения фундамента, как бетонной конструкции
W1 = 1,8х0,42 / 6 = 0,048м3;
W2 = 1,8х082 / 6 = 0,192м3;
W1 = 1,8х1,552 / 6 = 0,72м3.
Напряжения в бетоне фундамента в растянутой зоне подошвы фундамента
σ1 = 1,04 / 0,048 = 21,67тс/м2 = 2,17 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 5,73 / 0,192 = 29,84тс/м2 = 6,46 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2;
σ1 = 11,48 / 0,72 = 15,94тс/м2 = 1,6 кгс/см2 < Rbt = 0,82МПа = 8,2 кгс/см2.
При наличии арматуры в подошве по предполагаемому минимуму, требуемое ее количество составит
As1 = 1,04х105 /(2700х0,9х33) = 1,3см2
As2 = 5,73х105 /(2700х0,9х73) = 3,23см2
As3 = 11,48х105 /(2700х0,9х148) = 3,2см2
128
По предполагаемому минимуму в подошве установлено 9 Ø12 АII с As
= 10,17см2.
По результатам расчета фундамента по материалу следует, что его прочность обеспечивается как бетонной конструкции и тем более с наличием армирования фундамента по конструктивному минимуму.
Вывод: фундамент под фахверковыми колоннами каркаса низкой части
здания отвечает требованиям норм по прочности и деформациям.
7.7. Расчет фундаментных балок
Балка под стену по оси А
Результаты расчёта
Расчёт однопролетной балки
1. - Исходные данные:
Тип материала конструкции: Железобетонная
Условия опирания Шарнир - Шарнир
Расчётная нагрузка Равномерно-распределенная
Длина пролёта (L) 4.2 м
Геометрические характеристики:
Наименование элемента Сечение Ед. измерения
Высота сечения
45
cм
Ширина сечения
25
cм
Ширина полки сечения
40
cм
Толщина верхней полки
10
cм
Коэффициенты условий работы бетона:
- Gb2= 0.9
- Gb3= 1.0
- Gb5= 1.0
Коэффициенты условий работы арматуры:
- продольной Gs= 1.0
- поперечной Gsw= 1.0
Расчетные нагрузки на балку:
Наименование нагрузки
- равномерно-распределенная (q)
Величина
Ед. измерения
7.52
тс/п.м.
129
2. - Выводы:
Однопролетная балка,
ПРОЛЕТ
Нагрузки в сечении
M= 0 тс*м
Q= -15.79 тс
Бетон
B25 Защитный слой а= 25
a_= 25 мм
Верхняя арматура
4D 10 A-III
Нижняя арматура
2D 28 A-III
По прочности по нормальному сечению армирование ДОСТАТОЧНО
Коэффициент использования несущей способности 0.95
Поперечная арматура
2D 14 A-I
шаг 150 мм
По прочности по наклонному сечению армирование ДОСТАТОЧНО
Коэффициент использования по поперечной арматуре 0.6
По раскрытию трещин, нормальных к оси, армирование ДОСТАТОЧНО
По раскрытию трещин, наклонных к оси, армирование ДОСТАТОЧНО
Фактическое раскрытие нормальных трещин
0.27 мм
Фактическое раскрытие наклонных трещин
0.06 мм
Допустимое непродолжительное раскрытие трещин
0.4 мм
Прогиб балки с учетом образования трещин
18.7 мм
Расчет проведен согласно СНиП 2.03.01-84* "Бетонные и
железобетонные конструкции".
Балка под стену по оси Р
Результаты расчёта
Расчёт однопролетной балки
1. - Исходные данные:
Тип материала конструкции: Железобетонная
Условия опирания Шарнир - Шарнир
Расчётная нагрузка Равномерно-распределенная
Длина пролёта (L) 4.2 м
130
Геометрические характеристики:
Наименование элемента Сечение Ед. измерения
Высота сечения
45
cм
Ширина сечения
25
cм
Ширина полки сечения
40
cм
Толщина верхней полки
10
cм
Коэффициенты условий работы бетона:
- Gb2= 0.9
- Gb3= 1.0
- Gb5= 1.0
Коэффициенты условий работы арматуры:
- продольной Gs= 1.0
- поперечной Gsw= 1.0
Расчетные нагрузки на балку:
Наименование нагрузки
- равномерно-распределенная (q)
Величина
Ед. измерения
6.32
тс/п.м.
2. - Выводы:
Однопролетная балка,
ПРОЛЕТ
Нагрузки в сечении
M= 0 тс*м
Q= -13.27 тс
Бетон
B25 Защитный слой а= 25
a_= 25 мм
Верхняя арматура
4D 10 A-III
Нижняя арматура
2D 28 A-III
По прочности по нормальному сечению армирование ДОСТАТОЧНО
Коэффициент использования несущей способности 0.8
Поперечная арматура
2D 14 A-I
шаг 150 мм
По прочности по наклонному сечению армирование ДОСТАТОЧНО
Коэффициент использования по поперечной арматуре 0.51
По раскрытию трещин, нормальных к оси, армирование ДОСТАТОЧНО
По раскрытию трещин, наклонных к оси, армирование ДОСТАТОЧНО
Фактическое раскрытие нормальных трещин
0.23 мм
Фактическое раскрытие наклонных трещин
0.03 мм
Допустимое непродолжительное раскрытие трещин
0.4 мм
Прогиб балки с учетом образования трещин
15.6 мм
Расчет проведен согласно СНиП 2.03.01-84* "Бетонные и
железобетонные конструкции".
131
Вывод: балка под стену по оси Р здания отвечает требованиям норм по
прочности и деформациям.
132
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК
1. Гражданский кодекс Российской Федерации.
2. ГОСТ Р 21.1101-2009. «Система проектной документации для строительства. Основные требования к проектной и рабочей документации»
3. ГОСТ Р 53778-2010. Здания и сооружения. Правила обследования и мониторинга технического состояния.— М., 2010.
4. ГОСТ 31937-2011. Здания и сооружения. Правила обследования и мониторинга технического состояния.— М., 2014.
5. ГОСТ 20522-2012. «Грунты. Методы статистической обработки результатов испытаний».
6. СП 13-102-2003. Правила обследования несущих строительных конструкций зданий и сооружений.— М.: ГОССТРОЙ РОССИИ, 2004.
7. СП 50.13330.2012. Тепловая защита зданий.— М.: Минрегион России,
2012.
8. СНиП 3.01.04-87. Приемка в эксплуатацию законченных строительством
объектов. Основные положения.— М., 1988.
9. СН РК 1.04-26-2011. Реконструкция, капитальный и текущий ремонт жилых и общественных зданий.
10. СДОС-04-2009. «Методика проведения строительного контроля при
строительстве, реконструкции, капитальном ремонте объектов капитального строительства»
11. ВСН-22-84. Методические указания по инженерно-техническому обследованию (исследованию), оценке качества надежности строительных
конструкций зданий и сооружений.— М.: Стройиздат, 1985.
12. ВСН 53-86(р). Правила оценки физического износа жилых зданий.— М.:
Стройиздат, 1998.
13. ВСН 53-87(р). Положение по организации и проведению реконструкции,
ремонта и технического обслуживания зданий, объектов коммунального
и социального назначения.— М.: Госгражданстрой, 1990.
14. ВСН 55-87(р). Инструкция о составе, порядке разработки, согласования и
утверждения проектно-сметной документации на капитальный ремонт
жилых зданий.— М.: Гражданстрой, 1988.
15. ВСН 57-88(р). Положение по техническому обследованию жилых зданий.— М.: Стройиздат, 1991.
16. ВСН 58-88(р). Положение об организации и проведении реконструкции,
ремонта и технического обслуживания зданий, объектов коммунального
и социально-культурного назначения. Нормы проектирования.— М.:
Стройиздат, 1990.
133
17. ВСН 61-89 (р). Реконструкция и капитальный ремонт жилых домов.
Москва, 1989.
18. РТМ 1652-9-89. Руководство по инженерно-техническому обследованию,
оценке качества и надежности строительных конструкций зданий и сооружений.— М.: ПРОЕКТНИИСПЕЦХИММАШ, 1990.
19. СП 13-102-2003. Правила обследования несущих строительных конструкций зданий и сооружений М.: Госстрой России, ГУП ЦПП, 2003 –
26 с.
20. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. – М.: Госстрой России, 2011 –
95 с.
21. СТО РААСН 01-2007. Реконструкция и модернизация жилищного фонда.
Методическое пособие Москва, 2007.
22. Альбрехт Р. Дефекты, повреждения строительных конструкций.— М.:
Стройиздат, 1979.
23. Бойко М.Д. Техническое обслуживание и ремонт зданий и сооружений.
М.: Стройиздат, 1993 г. – 207 с.
24. Вольфсон В.Л. и др. Реконструкция и капитальный ремонт жилых и общественных зданий.— М.: Стройиздат, 2003.
25. Гроздов В.Т. Техническое обследование строительных конструкций, зданий и сооружений.— СПб.: Центр качества строительства, 1998.
26. Дементьева М.Е. Техническая эксплуатация зданий: оценка и обеспечение эксплуатационных свойств конструкций зданий. Учебное пособие.—
М.: МГСУ, 2008.
27. Денятаево Г.В. Технология реконструкции и модернизации зданий:
Учебное пособие.— М.: ИНФРА-М, 2003.
28. Комков В.А., Рощина С.И. Тимахова Н.С. Техническая эксплуатация
зданий и сооружений: учебник.— М.: ИНФРА-М, 2005.
29. Комков В.А., Рощина С.И. Тимахова Н.С. Техническая эксплуатация
зданий и сооружений: учебное пособие.— М.: РИОР, 2007.
30. Мешечек В.В., Матвеев Е.П. Пособие оп оценке физического износа жилых и общественных зданий.— М., 1999.
31. Порывай Г.А. Техническая эксплуатация зданий. 3 изд. перераб. и доп
М.: Стройиздат –1990 г. 368 с. ISBN: 5-274-00241-2
32. Римшин В.И. Обследование и испытание зданий и сооружений: Учебное
пособие.— М.: Высш. Шк., 2004.
33. Рощина С.И., Воронов В.И., Грязнов М.В., Щёлокова Т.Н. Техническая
эксплуатация и ремонт зданий и сооружений: учебное пособие.— Владимир: Изд-во Владим. гос. ун-та, 2009.
134
34. Федоров В.В. Реконструкция и реставрация зданий.— М.: ИНФРА-М,
2003.
35. Щуко В.Ю., Бартенев В.С., Воронов В.И., Михайлов В.В.. Руководство
по обследованию, усилению и восстановлению железобетонных и каменных конструкций и их узлов в эксплуатируемых складских зданиях и сооружениях. М. 2000 г. – 349 с.
135