× 982 × (385 – 0,5 × 123.8) = 138 кН×м

435 × 982 × (385 – 0,5 × 123.8) = 138 кН×м

На отрицательные пролетные моменты

На момент М₄ принята арматура 2Ø8 А500 с А_S=101 мм².

 мм

435 × 101 × (415 – 0,5 × 12.7) = 17.95 кН×м

Обрываемые пролетные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а определяется из эпюры графически.

В сечении 2 каркаса ( d_sw= 6 мм; А_sw1=28.3 мм²; А_sw=56.6 мм²; R_sw= 300 МПа)

H/мм.

Значения W будут (см. рис.11): для пролетных стержней 2Æ25 A- II (А300)

слева:407 мм < 20d = 500 мм

справа: 512 мм > 20d = 500 мм;

для надопорных стержней слева 2Ø28 А300:

504 мм < 20d = 560 мм

справа 2Æ36 A-II (А300)

629 мм < 20d = 720 мм

Принято W₁= 500 мм; W₂ = 550 мм; W₃ = 600 мм; W₄ = 750 мм.

6. Расчет сборной железобетонной колонны

Сетка колонн  м

Высота этажей между отметками чистого пола – 3.3 м. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кH/м², расчетное значение снеговой нагрузки на покрытие – 2.4 кH/м² (для г.Ярославля). Кратковременная нагрузка превышает 10% от всей временной. Коэффициент снижения ее на междуэтажных перекрытиях к₂=0,8. Коэффициент надежности по назначению здания g_n=0,95.

Основные размеры ребристых плит и ригелей перекрытий и покрытия принимаются по предыдущему расчету. Толщина пола – 100 мм. Бетон тяжелый класса B25, продольная арматура – класса A400, поперечная арматура – класса A240.

Расчет колонны на сжатие

Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит

5.7×6,7=38.19 м².

Подсчет нагрузок на грузовую площадь сведен в таблицу.

Нагрузку от собственного веса конструкций покрытия и междуэтажных конструкций принимаем по данным предыдущего расчёта.

Колонну принимаем сечением 400×400 (мм). Собственный вес колонны длиной 3.3 м с учетом веса двухсторонней консоли будет:

Нормативный – 0,95[0,4×0,4×3.3 +(0,3×0,45+0,3×0,3) ×0,4] ×25 = 14.68кН.

Расчетный – 1,1×14.68 = 16.15 кН.

Расчет колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения:

Расчет колонны по условиям первой схемы загружения

За расчетное принимаем верхнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне оси ригеля перекрытия этого этажа. Расчет выполняется на комбинацию усилий M_max-N, отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия 1-го этажа и сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех межэтажных перекрытий, кроме того перекрытия 1-го этажа; собирается с полной грузовой площади 38.19 м². Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади.

Вид нагрузки	Нагрузка (кН/м2)××	Нормативн. нагрузка (кН)		Расчетная нагрузка
А. Нагрузка на перекрытие
1. Собственный вес конструкций кровли (ковер, утеплитель, стяжка и пр.) 2. Вес железобетонной конструкции покрытия. 3. Временная нагрузка (снег)	2,95×38.19×0,95 3,8×38.19×0,95 2.4×38.19×0,95	107.03 137.9 87.1	1,3 1,1 1/0,7	139.15 151.7 124.4
Полная нагрузка		332.03		415.25
Б. Нагрузка на межэтажное перекрытие
1. Вес железобетонных конструкций перекрытия 2. Вес пола и перегородок 3. Временная нагрузка с коэф. снижения к2=0,8 0,8×8.5=6.8 кН/м2	3,8×38.19×0,95 2,5×38.19×0,95 6.8×38.19×0,95	137.9 90.7 246.7	1,1 1,1 1,2	151.7 99.8 296
Полная нагрузка		475.3		547.5

Временная нагрузка на перекрытие 1-го этажа собирается с половины грузовой площади, учитывается полосовое ее расположение через пролет. Расчетная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух ее верхних этажей, расположенных выше рассматриваемого сечения:

N=415.25+3×547.5-296/2+3×16.15=1958.2 кН.

Расчетный изгибающий момент М.

Для определения момента М в расчетном сечении 1 колонны временную нагрузку на ригеле перекрытия 1-го этажа располагаем в одном из примыкающих к колонне пролетов. Величина расчетной временной нагрузки на 1 м длины ригеля с учетом коэффициента снижения к₂=0,8:

 кН.

Расчетные высоты колонн будут: для первого этажа

Н₁=Н_1эт+0.15-h_пол-h_пл-h_риг/2=3.3+0,15-0,1-0,5-0,45 /2=2.625 м.

для второго этажа

Н₂=Н_2эт=3.3 м.

Линейные моменты инерции:

- колонны сечением 400×400 мм:

Для первого этажа м³

Для второго этажа м³.

- ригеля сечением 300×450 мм, пролетом l=5.7 м:

м³.

Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении колонны по формуле:

кНм.

б) Расчет колонны по прочности.

Принимая условно всю нагрузку длительно действующей, имеем

N_L=1958.2 кН и M_L=50,67 кНм; l₀=H₁=2.625 м.

Для тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=14,5×0,9=13.05МПа, модуль упругости бетона Е_b=30000 МПа.

Для продольной арматуры класса А400 расчетное сопротивление R_s=R_sc=355 МПа; модуль упругости Е_s=200000 МПа.

h₀=h-a=400-50=350 мм (предварительно а=50 мм).

необходим учет прогиба колонны

т.е. значение М не корректируем.

 т.к. вся нагрузка принята длительно действующей.

Так какпринимаем

Задаемся μ = 0,0185;

Жесткость колонны:

Критическая сила:

;

;

кНм;

; ;

Если  

Допускается принимать

Проверка

(0.3%)

Расчет колонны по усилиям второй схемы загружения

За расчетное принимается нижнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне верха фундамента. Расчет выполняется на комбинацию усилий N_max-M, отвечающих сплошному загружению временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия.

а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.

Постоянная и временная нагрузка на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех перекрытий собираются с полной грузовой площади. Учитывается также собственный вес колонны высотой в три этажа. На основании данных таблицы получим:

N=415.25+3×547.5+4×16.15=2122.35 кН.

Расчетный изгибающий момент М.

Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему и пролеты ригеля, примыкающие к рассматриваемой колонне слева и справа, равны, то при сплошном загружении временной нагрузкой покрытия и всех междуэтажных перекрытий изгибающий момент в сечении колонны будет равен нулю.

б) Расчет колонны на прочность.

В нижнем сечении колонны 1-го этажа действует продольная сила N=2122.35 кН. Изгибающий момент в сечении М=0. Поскольку расчетный эксцентриситет с₀=М/N=0, сечение рассчитывается на сжатие продольной силой N=2122.35 кН, приложенной со случайным эксцентриситетом е₀.

Так как вся временная нагрузка принята длительной, то N_l=N=2122.35 кН. При N_l/N=1 и l₀/h=6.6 для тяжелого бетона находим

мм².

Коэффициент армирования:

Процент армирования 0.39% т.е. лежит в пределах оптимального армирования.

Таким образом, в результате проведённых расчётов видим, что

А_s,tot=638 мм² > А_s+А¢_s =2×247=494 мм².

Поэтому продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площади

А_s,tot=638 мм².

Принимаем 6Ø12 A500 с А_S=679 мм² (+6.4%)

Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 400мм.