1 строка
1. Расчетная высота колонны: H_P=H+0,15 м=10,8+0,15=10,95 м.
2. Высота верхней части колонны: H₂=4,25 м.
3. Расстояние от подкрановой балки до низа фермы:
H₂-H_ПБ=4,25 м-0,8 м=3,45 м.
4. Число рам в температурном блоке – 7.
2 строка
5. Отношение жесткостей  рассматриваемой колонны (EI₂ – верхняя часть колонны, EI₁ – нижняя часть колонны): для крайней рассматриваемой колонны:

Размеры сечений А и В приведены на рис. 4.
7. Отношение  нижней части соседней колонны к нижней части рассматриваемой колонны. Для однопролетного здания
3 строка
8. Эксцентриситет оси верхней части колонны:

Положительный эксцентриситет вращает силу относительно центра тяжести нижней подкрановой части колонны по часовой стрелке.
9. Эксцентриситет стены

10. Эксцентриситет подкрановой балки:
при наличии сдвижки

11. Высота сечения надкрановой части колонны: А=0,38 м.
12. Высота сечения подкрановой части колонны: В=0,7 м.
4 строка
13. Постоянная нагрузка от шатра: G_Ш=191,30 кН.
14. Постоянная нагрузка от стены: G_CT=161,73 кН.
15. Постоянная нагрузка от подкрановой балки: G_ПБ=36,58 кН.
16. Постоянная нагрузка от нижней части колонны: G_1K=70,9 кН.
5 строка
17. Нагрузка от снега: S=71,82 кН.
6 строка
18. Вертикальная крановая нагрузка: Д_MAX=593,81 кН.
19. То же: Д_MIN=160,82 кН.
20. Горизонтальная тормозная сила: T=26,18 кН.
7 строка
Ветровые нагрузки вводятся без учета аэродинамических коэффициентов, так как они учтены в программе.
21. Сосредоточенная ветровая нагрузка: W₁=5,55 кН.
22. Равномерно распределенная ветровая нагрузка:
Таблица 4 –
Исходные данные к расчету каркаса

IV. Расчет колонны

4.1. Расчет надкрановой части колонны

4.1.1. Расчетные сочетания усилий

Различают два основных сочетания усилий:
I Сочетание: S=S_g+S_v,
где S_g – усилия (M или N) от постоянных нагрузок; s_v – усилия (M и N) от одной из временных нагрузок (крановые вертикальные нагрузки Д и тормозные Т считаются за одну нагрузку).
II Сочетание:

где  - сумма усилий от любых временных нагрузок (не менее двух).
В пределах каждого сочетания надо учесть возможность трех комбинаций усилий:
1) Наибольшее значение +М и соответственно N.
2) Наибольшее значение |-М| и соответственно N.
3) Наибольшее значение N и соответственно M.
Таблица 5 –Усилия над консолью
Результат подсчета усилий представлен в таблице 6.
Таблица 6
Расчетные сочетания усилий над консолью
Значение ядрового момента определяется по формуле:
- при положительном моменте (+М)
- при отрицательном моменте (-М)
Ядровое расстояние:

4.1.2 Определение коэффициента продольного изгиба

Подбираем арматуру в сечении над консолью по сочетанию усилий и проверяем прочность по сочетанию.
Исходные данные: М=126,45 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.
Свободная длина надкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.
Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны.
Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,494 м. Критическая сила определяется по формуле:

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

 - то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

4.1.3 Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны

Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент положительный (М=126,45 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внутренней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,494 м.


Из условия минимального процента армирования:

Минимальный диаметр арматуры в сборных колоннах составляет 16 мм.
Принимаем 2Æ25 с

Также принимаем 3Æ36 с

Рис. 10 - Схема армирования надкрановой части колонны для 1-го сочетания усилий
Исходные данные: М=-62,84 кНм; N=255,94 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,38 м, b=0,4 м.
Свободная длина надкрановой части колонны:

где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, без учета нагрузки от кранов.
Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,246 м.
Критическая сила определяется по формуле:

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:

где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:

 - то же, от постоянной и длительной части снеговой нагрузки:

здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:
 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при >83):



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры надкрановой части колонны
Надкрановая часть колонны имеет несимметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-62,84 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов.
h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м.
e₀=0,246 м.


Из условия минимального процента армирования:
 
Принимаем 2Æ16 с

Принимаем 2Æ36 с
Окончательно принимаем армирование надкрановой части по следующей схеме:

Рис. 11 – Схема армирования надкрановой части колонны для 2-го сочетания усилий

Рис.12 – Схема армирования надкрановой части колонны
Проверим несущую способность надкрановой части колонны по комбинации усилий с максимальным ядровым моментом:
 - наиболее сжата внешняя грань колонны
M=126,45 кНм, N=255,94 кН.
 требуется учитывать продольный изгиб колонны.
 Случайные эксцентриситеты:
, е₀=0,494 м.

где  - учитывает влияние длительного действия нагрузки:
где М – момент силы N относительно растянутой или менее сжатой арматуры сечения от всех нагрузок:


здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:
 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:









 
Условие удовлетворяется.

Рис.13 – Схема армирования надкрановой части колонны

4.2 Расчет арматуры подкрановой части колонны

Наибольшие ядровые моменты находятся у фундамента. Так как разница между их значениями  меньше 20 %, то армирование подкрановой части колонны будет симметричным.
 - наиболее сжата внутренняя грань.
Исходные данные: М=-245,85 кНм; N=1059,58 Кн; класс бетона – В 15; R_B=8,5 МПа; Е_В=20500 МПа; класс арматуры А-II; R_S=280 МПа; размеры сечения: h=0,7 м, b=0,4 м.
Свободная длина подкрановой части колонны:
где  как для здания с мостовыми кранами при разрезных подкрановых балках, с учетом нагрузки от кранов.
Так как гибкость

требуется учитывать продольный изгиб колонны. Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=0,232 м.


здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:

Подбор сечения арматуры подкрановой части колонны.
Подкрановая часть колонны имеет симметричное армирование. Так как изгибающий момент отрицательный (М=-245,85 кНм), то растянутая арматура А_s расположена у внешней грани колонны. В связи с тем, что считаем, что имеет место случай больших эксцентриситетов. h₀=h-a=0,38-0,04=0,34 м, e₀=0,232 м.








Из условия минимального процента армирования:

Принимаем 2Æ20 с

Проверка несущей способности:
h₀=h-a=0,70-0,03=0,67 м
е₀=0,232 м.


здесь

где  - определяется по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района;  - коэффициент сочетания. Тогда:

Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:








 - проверка удовлетворяется.
Проверка по растянутой грани:
Проверяется комбинация с M_ядр=160,65 кНм, M=231,26 кНм, N=605,25 кН.



здесь


Далее находим коэффициент:

 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

I_s – момент инерции сечения арматуры при симметричном армировании и коэффициенте  (согласно СНиП 2.03.01 – 84 табл.38 и при 35< <83):



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:








 - проверка удовлетворяется.

4.3 Расчет консоли колонны

Основные размеры консоли даны в табл.1
Исходные данные (рис.10):
Рис. 15 – Расчетная схема консоли
h_b=380 мм; с=840 мм; h_н=700 мм; d=600 мм; e=520 мм; l_sup=340 мм.

В15; R_b=8,5 МПа; E_b=20500 МПа; R_bt=0,75 МПа.
Арматура А-II, R_s=280 МПа, E_s=210000 МПа.
Условие прочности:

где
Принимаем хомуты Æ10 мм (A_sw=0,785 см²) и шаг S_w=150 мм:
( и

Из рис.10 следует:

где  f=52 – 5=47см;
тогда
Правая часть условия принимается не более

и не менее меньшего из 2-х значений:


Таким образом, принимаем правую часть равной 1258,95 кН, тогда проверка прочности 1258,95 кН удовлетворяется. Расчет окамляющих стержней:



Принимаем 2Æ32 А-II с А_s=16,08 см².

V. Расчет безраскосной фермы

5.1 Геометрические размеры фермы и поперечные сечения элементов

Применяется безраскосная ферма с пролетом 18 м.
Тип опалубки – II

Рис.16 – Геометрическая схема безраскосной фермы пролетом 18 м
Сетка колонн 6х18 м, нагрузка на 1 м² покрытия составляет 3,23+1,33=4,56 кН/м², в том числе снег – 1,33 кН/м². Этой нагрузке соответствует 2-й тип опалубки.
Унифицированные размеры поперечных сечений элементов фермы:
Тип опалубки – II
Размеры сечений b x h, м
Верхний пояс – 0,24х0,25
Нижний пояс – 0,24х0,28
Стойки – 0,24х0,25

5.2 Статический расчет фермы

Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем. Шифр фермы складывается из величин: обозначения – KGK, пролета фермы и типа опалубки.
Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):
1. Количество элементов - 17;
2. Количество закрепленных узлов – 2;
3. Всего узлов – 12;
4. Шифр фермы – KGK 18-2;
5. Количество загруженных узлов – 2;
6. Величина узловой нагрузки – 82,08 кН.
Величина нагрузки на узлы верхнего пояса, исключая опорные:
где  - грузовая площадь;
 - постоянная и снеговая нагрузка.

Рис. 17 – Построение эпюры моментов фермы в узлах
Проверка равновесия моментов в узлах:
Узел 1: - 0,708+0,708=0
Узел 2: +6,285-1,625-4,660=0
Узел 3: +10,288-3,618-6,670=0
Узел 4: +2,609-2,647+0,038=0
Узел 5: +3,777-0,187-3,590=0
Узел 6: +0,356-0,000-0,356=0
Узел 7: +0,909-0,908-0,000=0,001=0
Узел 8: +2,648-2,609-0,038=0,001=0
Узел 9: +3,590+0,187-3,777=0
Узел 10: +1,624+4,660-6,285=-0,001=0
Узел 11: +3,617-10,288+6,670=-0,001=0
Узел 12: +0,708-0,708=0
Выбор расчетных усилий
Опасное сочетание усилий определяется подобно расчету в колонне, по максимальным ядровым моментам.

5.3 Расчет верхнего пояса

Исходные данные:
Класс бетона: В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.
Класс арматуры: А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=
Сечение 24х25 см. Расчетные усилия: M=6,285 кНм, N=441,489 кН.
Нагрузка на узел фермы:
- полная P=82,08 кН;
- длительная

Усилия от длительной нагрузки:


Эксцентриситет

5.3.1 Определение коэффициента продольного изгиба

Свободная длина элемента верхнего пояса фермы при расчете в плоскости фермы при ; при
В нашем случае и
Алгоритм расчета коэффициента :

Вычисляем случайные эксцентриситеты:

Принимаем наибольшее значение:





Принимаем

 откуда


Критическая сила при потере устойчивости:

Коэффициент продольного изгиба:

5.3.2 Определение сечения арматуры при симметричном армировании

Эксцентриситет с учетом продольного изгиба  что меньше  Следовательно, можно ожидать 2-й случай расчета на внецентренное сжатие (случай малых эксцентриситетов).
Порядок расчета:
1. Исходя из условия минимального процента армирования находим площадь арматуры  Принимаем 2Æ10 А-III с A_S=A_S’=1,57 см².
2. Определяем  (граничную высоту сечения):

где
3. Определяем требуемую относительную высоту сжатой зоны сечения для 2-го случая внецентренного сжатия при симметричном армировании:

Так как , имеет место второй случай расчета.
4. Определяем коэффициент:

5. Проверяем несущую способность по формуле:
 где

и выполняем проверку

Условие прочности выполняется. Принимаем арматуру A_S=A_S’=1,57 см² 2Æ10 A-III

5.4 Расчет нижнего пояса

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, R_b,ser=18,5 МПа, R_bt,ser=1,60 МПа, E_b=27000 МПа.
Класс предварительно напряженной арматуры К – 19, R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа,
R_s,ser=1410 МПа,
Расчетные усилия: M=10,288 кНм, N=392,807 кН.
Размеры сечения: b=0,24 м, h=0,28 м, а=а’=0,05 м.

5.4.1 Определение сечения арматуры

Армирование симметричное Эксцентриситет силы N: . Так как  то сила N находится между арматурами. Это 1-й случай внецентренного растяжения (малые эксцентриситеты), и расчет ведется по формулам:
 
При симметричном армировании получим:


Выбираем большее значение и получаем:
 где
Принимаем 2Æ14 в верхней и нижней части сечения (проволока К-19 выпускается диаметром 14 мм) с площадью сечения


Рис.18 – Схема армирования нижнего пояса фермы

5.4.2 Назначение предварительного напряжения

В соответствие с п.1.23 СНиП 2.03.01-84* должны удовлетворяться условия:
 
Величина p при механическом натяжении арматуры принимается равной , тогда

 Назначаем

5.4.3 Потери предварительного напряжения

Натяжение арматуры производится на упоры.
Первые потери
1. От релаксации напряжения при механическом способе натяжения проволочной арматуры:
 
Так как значение потерь оказалось отрицательным, принимаем
2. От перепада температур:

3. От деформации анкеров:

4. Усилие в арматуре с учетом потерь (позиции 1-5):

Сжимающие напряжения в бетоне от силы P₁:


5. Передаточная прочность бетона принимается по п.2.6 СНиП 2.03.01-84*.
Для арматуры класса К-19:  кроме того,
Принимаем R_bp=15,5 МПа, тогда:

где
6. Потери от быстро натекающей ползучести определяются по формуле:

7. Суммируем первые потери напряжений:

Усилие в арматуре с учетом первых потерь

Вторые потери
8. Потери напряжений от усадки бетона -
Сжимающие напряжения в бетоне с учетом первых потерь:


Так как  принимаем форму расчета потерь от ползучести:

Полные потери:

Полные потери принимаются не менее:  Усилие предварительного обжатия с учетом полных потерь напряжений:

5.4.4 Расчет по образованию трещин

Средний коэффициент надежности по нагрузке определяем по таблице 2 с учетом снеговой нагрузки:
 
тогда нормативные усилия равны (первая панель нижнего пояса):
 
Нормативные усилия от длительных нагрузок:

Проверка по образованию трещин производится по формуле  где M_r – момент от внешних сил относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку, наиболее удаленную от растянутой зоны, трещиностойкость которой проверяется:


где
где ,
M_crc – момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин:

Знак (+) применяется тогда, когда знаки от P и N не совпадают (у нас Р – сжимает сечение, N – растягивает, поэтому знак +). M_гр – ядровый момент от силы P₂.

где =0,9 – коэффициент точности натяжения арматуры.
Тогда
Так как при полном загружении нормативной нагрузкой условие  не выполняется (32,073>25,699; 25,525<25,699), трещины образуются и необходимо проверить их раскрытие.

5.4.5 Расчет на раскрытие трещин

Ферма находится в закрытом помещении и поэтому относится к 3-й категории трещиностойкости, для которой допускается ограниченное по ширине непродолжительное a_crc1 и продолжительное a_crc2 раскрытие трещин.
Раскрытие трещин определяется по формуле:

где  - при внецентренном растяжении;  - коэффициент длительности действия нагрузки. Для кратковременного действия нагрузки , а для длительного - , где  - коэффициент армирования сечения. В расчете принимается

 - коэффициент, учитывающий вид арматуры. Для проволочной арматуры периодического профиля и канатах d – диаметр арматуры в мм;  - приращение напряжений в арматуре от действия внешней нагрузки.
Определяем раскрытие трещин от кратковременного действия всех нагрузок a_crc3:
а) напряжение в арматуре:

где e_s – эксцентриситет силы N_n относительно арматуры S (рисунок 19):

(вводится в расчет со знаком минус)

Рис.19 – Приложение силы преднапряжения
б) эксцентриситет силы P₂ относительно арматуры S:

Эксцентриситет равнодействующей продольных сил N_n и P₂ относительно центра тяжести сечения равен:

Так как
то можно в формуле  принять z=z_s (z_s – расстояние между арматурой A_s и A_s’). z_s=220 мм.


Определяем a_crc4 – раскрытие трещин от кратковременного действия постоянной и длительной нагрузки. Так как  - сечение растянуто.











Определяем a_crc2 – продолжительное раскрытие трещин (от постоянной и длительной нагрузки) при
и

Непродолжительное раскрытие трещин равно:

При арматуре класса К-19, для третьей категории трещиностойкости, допускается непродолжительное раскрытие трещин a_crc1 равное 0,3 мм и продолжительное раскрытие трещин a_crc2=0,2 мм. Как видно из расчетов, раскрытия трещин a_crc1 и a_crc2 не превышают предельных величин, установленных нормами проектирования.

5.5 Расчет стоек

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.
Класс арматуры А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=
Размер сечения 0,24х0,25 м.
Расчетные усилия: сжатая стойка 2-3:
M_я=6,82 кНм; M=-6,670 кНм; N=-3,612 кН;
Растянутая стойка: 6-7: M=0 кНм; N=1,788 кН;

5.5.1 Расчет внецентренно сжатой стойки

Определение коэффициента продольного изгиба .
Свободная длина в плоскости фермы:

Гибкость стойки  так как  необходимо учитывать продольный изгиб.
Эксцентриситет силы

Случайные эксцентриситеты:

Так как система статически неопределима, принимаем наибольшее значение: е₀=1,847 м.






 - коэффициент, принимаемый равным  но не менее

I – момент инерции сечения бетона:

 следовательно



Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле:


Требуемое сечение арматуры при симметричном армировании:

Принимаем А_s=A_s^’=1,57 см² (2Æ10) исходя из требований к минимальному диаметру арматуры в стойках фермы (10 мм).

Рис.20 – Схема армирования сжатой стойки фермы

5.5.2 Расчет растянутой стойки

Так как изгибающий момент в стойке M=0, то расчет ведется по п.3.26 СНиП 2.03.01-84*. При расчете сечений центрально-растянутых железобетонных элементов должно соблюдаться условие:

где A_s,tot – площадь сечения всей продольной арматуры.
 
Из условия минимального диаметра арматуры в стойке фермы принимаем  (2Æ10 A-III)

5.6 Проектирование опорного узла фермы

5.6.1 Конструирование опорного узла

Пояса фермы соединяются в опорном узле (рис.21):

Рис.21 – Опорный узел
1. Определение размеров опорного листа
Опорная реакция фермы:


Принимаем l_sup=0,22 м.
2. Определение угла наклона верхнего пояса в опорном узле:
  .
3. Для обеспечения надежной анкеровки продольной растянутой арматуры в опорном узле устанавливаются дополнительные ненапрягаемые стержни с площадью сечения:
 
Принимается минимально возможный диаметр арматуры 12 мм 4Æ12 A-III, A_s=4,52 см². Длина анкеровки этой арматуры (растянутая арматура в растянутом бетоне):

   принимаем l_an=350 мм.
4. Сечение стержней, окамляющих узел, принимается из условия:

Принимаем 2Æ10 A-III с
5. Сетки косвенного армирования ставятся над опорным листом на участке длиной 20 см и ,  где l_p – длина зоны передачи напряжений

Тогда длина участка, где стоят сетки  Диаметр арматуры должен быть    В соответствие с п.5.24 СНиП 2.03.01-84* сетки принимаются из арматуры Æ6 A-III, с ячейками 50х50 мм и шагом 50 мм (12 сеток).
Поперечная арматура ставится по расчету (см. следующий пункт пояснительной записки), шаг – 100 мм.
6. Анкеровка арматуры верхнего пояса

 принимаем длину анкеровки арматуры верхнего пояса 210 мм.

5.6.2 Расчет опорного узла

Различают два расчета на прочность опорного узла:
1. Расчет из условия отрыва нижнего пояса по сечению АВ из-за ненадежности анкеровки преднапряженной арматуры и дополнительных стержней.

Рис. 22 – Схема разрушения опорного узла с отрывом нижнего пояса
Для того, чтобы не произошел отрыв нижнего пояса, должно удовлетворяться условие:

где N_w – усилие в поперечной арматуре, пересекающей трещину; N_s и N_sp – усилия, воспринимаемые дополнительной арматурой N_s и преднапряженной арматурой N_sp с учетом уменьшения напряжений на длине анкеровки.
Учитывая, что напряжения в арматуре на длине анкеровки снижаются от R_sp или R_s до нуля по прямой зависимости, получаем:
 и  при  и
где ,  - расстояния от торца фермы до пересечения рассматриваемого стержня с прямой АВ;  - - длины зон анкеровки преднапряженной и обычной арматуры.  - для канатов К-19.
Величина принимается максимальной из двух условий:
1)
2)  Принимаем
Определяем в масштабе расстояния до линии обрыва (рис.22):





Из условия отрыва требуемое усилие в поперечной арматуре узла:

Принимается в сечении поперечная арматура: 2Æ8 А-III с A_s=1,01 см², с шагом 100 мм, тогда

2. Расчет из условия изгиба опорного узла по наклонному сечению АС.
Так как сечения АВ и АС для нижней арматуры практически совпадают, усилия в продольной арматуре не меняются.
Высота сжатой зоны (рис. 23):

Проверка прочности наклонного сечения при действии изгибающего момента производится по формуле

где
Ранее получено усилие N_w=345,42 кН.
Поэтому

Условие прочности по наклонному сечению АС на действие изгибающего момента удовлетворяется.

Рис. 23 – Схема усилий в сечении АС при расчете на прочность на действие момента

VI. Расчет фундамента

Исходные данные:
Заглубление фундамента:
Согласно СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" нормативная глубина промерзания определяется по формуле:

где  - коэффициент равный сумме отрицательных среднемесячных температур для Хабаровска, как наиболее близко расположенного к г. Мухен (Мухен отсутствует в табл.3 СНиП 23-01-99 Строительная климатология); d₀=0,23 – величина, принимаемая для суглинков.
Расчетная глубина сезонного промерзания грунта d_f определятся по формуле:
 - где k_h=0,6 – коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения. Принимаем глубину заложения фундамента H_з=1,2 м.
Усредненная плотность фундамента и грунта на обрезах расчетное сопротивление грунта R=0,20 МПа; класс бетона В15; R_b=8,5 МПа; R_bt=0,75 МПа; Е_b=20500 МПа. Класс арматуры А-II. R_s=280
МПа; R_sc=280 МПа.
Примечания:
1)
2)
3)Q(N_min)=
 (H_ф=1,05 м)
Нормативные усилия получены делением расчетных на усредненный коэффициент надежности по нагрузке

Рис.24 – Схема загружения фундамента

6.1 Определение размеров подошвы фундамента

6.1.1 Выбор типа фундамента

Фундамент проектируется симметричным, если отношение моментов разных знаков , а также если соблюдается условие
В расчете:



 
Следовательно, фундамент симметричный.

6.1.2 Назначение размеров подошвы фундамента

Принимается отношение ширины подошвы фундамента к длине  Первоначально Далее (кратно 0,3 м).