Реферат: Расчет железобетонных конструкций 2

Федеральное агентство по образованию

Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования

Пятигорский государственный технологический университет

Кафедра ПГС

Пояснительная записка

к курсовой работе.

По дисциплине: Железобетонные и каменные конструкции .

Студент группы ПГС-52 Атасунцев Т.

Преподаватель Гончарова Е. В.

Пятигорск 2009

Содержание:

Ведение и цель работы…………………………………………………………с.4-6

Компоновка здания, определение габаритов и расчётных

пролётов конструкции……………………………………………………...….с.8-9

Расчёт и конструирование панелей перекрытия…………………………......с.10-14

Расчет и конструирование ригеля ………………………………………...…..с.15-19

Расчёт и конструирование колонны…………………………………………...с.19-22

Ведомость расхода стали ,спецификация……………………………………..с.23-24

Введение и цель работы

Многоэтажными бывают не только жилые дома, но также здания производственного, административно-бытового и общественного назначения. Подобные здания чаще всего выполняют каркасными из сборного железобетона. Конструкция данных видов зданий состоит из следующих частей:

Каркас - это пространственный остов, несущий вертикальные и горизонтальные нагрузки и собираемый из отдельных элементов: колонн, ригелей, панелей перекрытий и связей жесткости.

Панели (плиты) перекрытий - непосредственно воспринимают нагрузки на каждом этаже от веса пола, оборудования и людей. Эти нагрузки, вместе с собственным весом панелей, передаются на ригели; последние опираются своими концами на выступы (консоли) колонн. Причем колонна каждого этажа воспринимает нагрузку от колонн вышележащих этажей. Следовательно, самые нагруженные — колонны первого этажа, их устанавливают на фундаменты, через которые и передается на основание (грунт) вся нагрузка от здания.

Кроме вертикальных на здание действуют и горизонтальные нагрузки: ветровое давление, от торможения внутрицехового транспорта, а также случайные воздействия, не всегда поддающиеся учету. Совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок может привести к потере общей устойчивости здания, если не обеспечить пространственную жесткость, т. е. жесткость в трех плоскостях: двух вертикальных и горизонтальной. Сделать это можно двумя способами:
Первый - создать жесткие узлы сопряжения ригелей с колоннами, которые в отличие от шарнирных способны воспринимать не только продольные и поперечные силы, но и изгибающие моменты. Такие каркасы называют рамными Второй - соединить часть колонн специальными связями жесткости, сохранив шарнирное опирание ригелей на консоли колонн. Роль таких связей могут выполнять межкомнатные железобетонные перегородки - их называют диафрагмами жесткости. Подобный тип каркасов получил название связевого.

В обоих случаях горизонтальными связями являются панели перекрытий которые образуют жесткие диски либо за счет приварки их к ригелям, либо за счет плотно замоноличенных продольных и поперечных швов между конструкциями. У каждой системы есть своя область применения. Например, рамные каркасы более трудоемки и материалоемки, но зато этажные пространства в них не перегораживаются диафрагмами, поэтому они предпочтительны для производственных зданий. Связевые каркасы применяют там, где по соображениям планировки перегородки не являются помехой: учреждения, школы, больницы, некоторые промышленные предприятия. В таких зданиях нагрузки на перекрытия сравнительно небольшие, поэтому и конструкции здесь более легкие — в них можно применять так называемые «скрытые консоли колонн, не выступающие за габариты ригелей, что увеличивает объем помещений и улучшает их интерьер (и1).

Целью моей работы является проектирование несущих конструкций связевого каркаса трехпролетного пятиэтажного здания. В проекте мы рассчитываем только некоторые, наиболее характерными элементами: рядовую панель перекрытий, ригель среднего пролета и среднюю колонну первого этажа. Каждую конструкцию нужно рассчитать по прочности (а панель перекрытий также по жесткости и трещиностойкости) и разработать чертежи.
Исходными данными для проектирования являются: размеры здания в плане по наружным осям L и L , расстояния между продольными и поперечными разбивочными осями l Х l (сетка колонн), количество и высота этажей, полезная нормативная нагрузка на 1 м2 покрытия и перекрытий (включая постоянную, длительную и кратковременную) и классы рабочей арматуры. Перечисленных данных, однако, недостаточно для того, чтобы непосредственно приступить к разработке конструкций. Вначале необходимо скомпоновать здание, определить габариты каждой конструкции и расчетные пролеты. Чертежи выполняем с учетом требований Системы проектной документации для строительства — СПдС [6, 7].

Компоновка здания, определение габаритов и расчётных

пролётов конструкции.

Требуется определить габаритные размеры несущих конструкций трёхэтажного, трёхпролётного каркасного здания связевого типа и вычертить схему расположения элементов каркаса: план перекрытия первого этажа, поперечный разрез, узлы и спецификацию.

Исходные данные: размеры в плане по наружным осям 18,3×51 м , сетка колонн 6,1×5,1 м , высота этажей в осях 3,3 м, панели перекрытий пустотные, район строительства г. Улан-Уде ( VI снеговой район [2] 0,7 кпа 70кгс/м2 ), нагрузки на перекрытие приведена в табл.1, на покрытие табл. 2, здание нормального уровня надёжности.

Решение. Для назначения размеров сечения колонн приближено, без учёта собственного веса ригелей и колонн, определяем усилие от расчётной нагрузки в колонне первого этажа. По табл.1 расчётная нагрузка на перекрытие равна 10,62 кПа. При четырёх междуэтажных перекрытиях и грузовой площади колонны 6,1×5,1=31,11 м² усилие в колонне составит 4*10,62*31,11 = 1321,6 ≈ 1321 кН. По таб.2 расчётная нагрузка на покрытие – 6,84 кПа, усилие в колонне от неё 6,84*31,11 = 212,8 ≈ 213 кН. Полное усилие в колонне : 1321 + 213 = 1534 кН, что меньше 2000 кН. Принимаем сечение колонн 300×300.

Так как привязка крайних колонн осевая, проектная длинна ригелей

l = 6100-300-40=5760. Размеры сечения ригелей назначаем b×h = 200×500 мм, с шириной полки b_f = 400 мм. Тогда проектная длина панелей с учётом зазоров l = 5100 - 200 - 20 = 4880 мм. При расстоянии между продольными (буквенными) осями колонн 6100мм номинальную ширину рядовых назначаем равной 1200мм, средних межколонных панелей – 1850мм, а крайних межколонных – 750мм (фактическая проектная ширина с учётом допусков будет на 10мм меньше – 1190, 1840 и 740 мм соотвецтвенно). Колонны принимаем с поэтажной разрезкой, стыки колонн располагаем на расстоянии 650мм от верха ригелей.

Вычерчиваем схемы расположения элементов скомпонованного каркаса, включая план первого этажа, поперечный разрез, узлы и спецификацию (чертеж КП1. ЖБК. 03 – 1 – КЖ). При этом предусматриваем в колоннах по осям А и Г одну консоль, в отличие от двух консолей в колоннах по осям Б и В; колонны, расположенные у торцевых стен, нагружены меньше остальных, поэтому всем им присваиваем разные марки — от К1 до К4. Ригели имеют две марки — однополочные у торцевых стен (на них опираются панели только с одной стороны) и двухполочные остальные. По-разному маркируем также панели перекрытий — рядовые, межколонные средние и межколонные крайние. диафрагмы жесткости, лестничные клетки, наружные стеновые панели и другие элементы на схеме условно не показываем. Спецификацию заполняем после подсчета собственной массы конструкций, то есть после завершения их рабочих чертежей.

Нагрузки на перекрытие

Нагрузки на покрытие

Расчёт и конструирование панелей перекрытия.

Требуется запроектировать пустотную панель перекрытия с номинальными размерами 1,2×5,4 м.

Исходные данные: проектные размеры 1190×4880, бетон тяжелый класса В25 с характеристиками : R_bn =18,5МПа, R_btn =1,6МПа, R_b =13,05МПа, R_{b t} =0,945МПа, при γ _{b 2} =0,9, при изготовлении бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давлении, поэтому Е _b = 27*10³ МПа. Продольная напрягаемая арматура - стержни класса А-V, с характеристиками R_sn = 785МПа, R_s = 680МПа Е _s = 19*10⁵ МПа, способ предварительного натяжения арматуры – электротермии ческий на упоры формы. Примем предварительное натяжение арматуры σ _sp = 460МПа. При электротермическом способе натяжения возможное отклонение величины контролируемого напряжения p = 30+360 / l = 30+360/7,1 = 80,70МПа, тогда σ _sp + p = 460+80,70=540,7 МПа, что не превышает R_sn = 785МПа. Поперечная арматура и сварные сетки – из проволоки класса Bp-I, с характерис- тиками R_sn = 490МПа, R_s = 410МПа, R_sw =290 МПа , Е _s = 17*10⁴ МПа. Предусмотрены шесть круглых пустот диаметром d = 159 мм. Нагрузки приведе ны в табл.1

Проектирование пустотной панели состоит из следующих пунктов:

а) нагрузки и воздействия

б) приведённые сечения

в) расчёт прочности нормальных и наклонных сечений

г) потери предварительного напряжения арматурой

д) расчёт по образованию трещин

е) расчёт по раскрытию трещин

ж)расчёт прогиба панели

з) конструирование панели

Нагрузки и воздействия.

Глубина площадки опирания панели на полку ригеля: (100-10)=90мм (где 100 мм – ширина свеса полки, 10мм – зазор), тогда расчётный пролёт панели l ₀ =4880 – 2*90/2=4790 мм = 4,79 м.

Погонные нагрузки на панель при номинальной ширине 1,2м с учётом коэффи- циента надёжности по назначению γ_n = 0,95: расчётная q = 10,62*0,95*1,2 = 12,10 кН/, нормативная полная q _n = 9,1*0,95*1,2 = 10,37 кН/м, нормативная постоянная и длительная q _{n, l} = 7,1×0,95×1,2=8,09 кН/м.

Усилия от расчётной нагрузки:

M = ql₀ ² / 8 = 12,10×4,79² / 8 = 34,70кН×м = 34,70×10⁶ Н×мм, Q = ql₀ / 2 = 12,10×4,79/2 = 28,97 кН = 32,91 ×10³ Н;

от нормативной полной нагрузки :

M_n = q_n l ₀ ² /8=10,37×4,79² /8=29,74кН×м=29,74×10⁶ Н×мм,

Q_n = q_n l ₀ /2=10,37×4,79/2=24,83 кН = 24,83 ×10³ Н

от нормативной постоянной и длительных нагрузок:

M_{n , l} = q_{n , l} l ₀ ² /8=8.09×4,79² /8=23,20кН×м=23,20×10⁶ Н×мм,

Q_{n , l} = q_{n , l} l ₀ /2=8.09×4,79/2=19,37кН = 19,37×10³ Н

Приведённые сечения.

Приведём фактическое сечение плиты к расчётным. Высота сечения равна фактической высоте панели h = 220мм , полезная высота сечения h ₀ = h – a = 220-30 = 190мм. В расчётах по предельным состояниям первой группы расчётная толщина сжатой полки таврового сечения h_f ^’ = h – d /2 = 220 – 159/2 =30,5 мм , ширина полки равна ширине плиты поверху b_f ^’ = 1190-15×2=1160мм, расчётная ширина ребра b = 1190 -15×2-159×6 = 206мм.

Для расчётов по предельным состояниям второй группы сечение приводят к двутавровому, заменяя круглые отверстия на квадратные со стороной 0,9 d .

Тогда расчётные толщины полок двутаврового сечения h_f = h_f ^’ =( h -0,9× d )/2= =(220-0,9×159)/2=38,45мм , ширина нижней полки равна ширине плиты b_f = =1190мм , верхней - b_f ^’ =1160мм , расчётная ширина ребра b =1190-15×2-159×0,9×6 = 301,4мм.

Расчёт прочности нормальных сечений.

Поскольку R_b × b_f ^’ × h_f ^’ ( h ₀ - 0,5 h_f ^’ ) = 13,05×1160×30,5(190-15,25)= 80,68× ×10⁶ Н·мм > М = 34,7⁶ Н·мм , сжатая зона не выходит за пределы полки.

Определяем высоту сжатой зоны

Относительная высота сжатой зоны ξ = х/ h ₀ = 11,8/190 = 0,062 .

Характеристика сжатой зоны ω= 0,85-0,008 R_b = 0,85-0,008·13,05= 0,746.

Отклонение натяжения при электротермическом способе от проектного

Δγ _sp =0,5 p (1+1/√ n_p )/ q_sp = 0,5·80,7(1+1/2)/460 = 0,131 ,

где n_p – число натягиваемых стержней в сечении.

Тогда коэффициент точности натяжения

γ _sp = 1 - Δγ _sp 1 - 0,131 = 0,869

Граничная высота сжатой зоны

ξ _R = ω /[1+ σ_sR (1- ω /1,1)/ σ_{sc , u} ] = 0,746/[1+680,26(1-0,746/1,1)/500] = 0,695

где σ_sR = R_s + 400 - γ _sp × σ_sp = 680 + 400 - 0,869×460 = 680,26 МПа

Условие ξ ≤ ξ _R (0,062 < 0,68) выполнено.

Определяем коэффициенты условий работы γ _{s 6} , учитывающий работу напря- гаемой арматуры выше условного предела текучести,

γ _{s 6} = η - (η-1)( 2ξ/ξ _R +1)= 1,2 - (1,2-1)(2·0,062 /0,680-1)=1,36 > η=1,2

Принимаем γ _{s 6} = η =1,2

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры

A_s = R_b b_f ^’ x / ( γ _s6 R_s ) = 13,05×1160×11,8/(1,2·680)= 218,9 мм ²

Принимаем 4ø10 А- V ,с площадью А _s =314мм² . Напрягаемые стержни распола- гаем симметрично в рёбрах панели, памятуя, что неармированным может оста- ваться не более одного ребра подряд.

Так как μ = A_s / bh ₀ = 314/206×190 = 0,008> μ _min = 0,0005 , конструктивные требования соблюдены.

Проверяем прочность при подобранной арматуре:

х = γ _s6 R_s A_s /(R_b b_f ^’ ) = 1,2×680×314 / (13,05×1160) = 16,92 мм .

М _u = R_b b_f ^’ х ( h ₀ -0,5х) = 13,05×1160×16,92× (190 – 8,46) = 46,49·10⁶ Н·мм>М= =34,7·10⁶ Н·мм

Прочность достаточная.

Наклонные сечения.

Опыт проектирования показывает, что в пустотных панелях, особенно в предварительно напряжённых, поперечная арматура по расчёту не нужна. На приопорных участках длинной l /4 , арматуру устанавливаем конструктивно: ø4 Bp - I , с шагом не более h / 2 = 220/2 = 110мм , принимаем шаг s = 100мм , в средней части пролёта поперечную арматуру не устанавливают.

Потери предварительного напряжения арматуры.

При определении потерь коэффициент точности арматуры принимают γ _sp =1.

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения

σ ₁ = 0,03 σ_sp = 0,03×460 = 13,8МПа

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами σ ₂ =0 , т.к. при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. При электротермическом способе напряжения потери от деформации анкеров σ ₃ и σ ₅ не учитываются, т.к. они учтены при определении полного удлинения арматуры.

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона

P ₁ = ( σ _sp - σ ₁ )× A_s = (460 -13,8)×314 = 140106 Н.

Для продолжения расчёта необходимо определить геометрические характерис- тики приведённого сечения.

Площадь приведенного сечения

А _red = A_b + A_s E_s / E_b

А _red = 1190×38,45+1160×38,45+301,4×(220-38,45×2)+ 314×19×10 /(27×10 ) = = 45756+44602+43130+2209= 135697 мм²

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани
S_red = S_b + S_s /E_s

S_red = 45756×19,225+44602×200,775+43130×110+2209×3= 14,5×10⁶ мм³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения
y ₀ = S_red / А _red =14,5×10⁶ /135697= 107 мм.
Момент инерции приведенного сечения
I_red = I_b + А _s ( y ₀ - a )² E_s / E_b

I_red = 1190 × 38,45³ / 12 + 45756 × (107 -38,45 / 2) ² + 1160 ×38,45³ /12 + 44602 ×

×(200,775 -107) ² + 301,4×(220 -38,45×2) ³ /12 + 43130×(38,45 / 2 - 107) ² + 2209× × (30 -107) ² = 1174.8×10⁶ мм⁴ .

Момент сопротивления сечения по нижней зоне

W_red = I_red / y ₀

W_red = 1174.8×10⁶ / 107 = 10,97×10⁶ мм³
то же, по верхней зоне
W ^’ _red = I_red /( h - y ₀ )

W ^’ _red = 1174.8×10⁶ / 113 = 10,39×10⁶ мм³
Эксцентриситет усилия обжатия Р ₁ относительно центра тяжести сечения
е_ор = y ₀ - a

е_ор = 107 – 30 = 77 мм

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры
σ _bp = P ₁ / А _red +P ₁ е_ор ² / I_red

σ _bp = 140106 / 135697 + 140106×77 ² / (1174.8×10⁶ ) = 1,739 МПа
(здесь в запасе не учтено разгружающее влияние собственной массы панели, т.к. этот фактор зависим от технологических особенностей производства).
Передаточную прочность бетона примем

R_bp = 0,7 В = 0,7× 25 = 17,5 МПа.

Тогда отношение σ _bp / R_bp = 1,739/17,5 = 0,099 < α = 0,25 + 0,025×17,5= 0,688
Потери от быстронатекающей ползучести при этом
σ ₆ = 0,85×40× σ _bp / R_bp = 0,85×40×0,099 = 3,38МПа.
Усилие в арматуре к концу обжатия
Р ₁ = ( σ _sp - σ ₁ - σ ₆ ) × A_s = (460 -13,8 -3,38) ×314 = 139045Н
и напряжение в бетоне на уровне арматуры
σ _bp = 1,739 ×139045 / 140106 = 1,725МПа.
σ _bp / R_bp = 1,725/17,5 =0,099<0,75.
Потери от усадки бетона
σ ₈ = 35 МПа.
Потери от ползучести бетона
σ ₉ = 0,85×150 σ _bp / R_bp = 0,85 × 150 × 0,099= 12,62МПа.
Суммарные потери
σ ₁ + σ ₆ + σ ₈ + σ ₉ = 13,8 + 3,38 + 35 + 12,62 = 64,8 МПа.
Суммарные потери принимаются не менее 100 МПа.
Тогда усилие в арматуре с учетом всех потерь
Р ₂ = (460 - 100) ×314 = 113040Н.
Расчет по образованию трещин

Выполняем его для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. По условиям эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляются требова- ния 3-й категории. Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагрузок (М _n = 29,74 ×10⁶ Н × мм, Q _n = 24,83×10³ Н) .
Вначале проверим трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления. Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия (без учета разгружающего влияния собственной массы)
σ _bp = P ₁ / А _red + P ₁ е_ор y ₀ / I_red = 140106 / 135697 + 140106×77×107 / (1174.8×10⁶ ) = = 2,015МПа.
Коэффициент
φ = 1,6 - σ _bp / R_bn = 1,6 - 2,015 / 18,5 = 1,5 должен находится в пределах 0,7≤ φ ≤ 1 . Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (верхней ) зоны, до центра тяжести сечения
r = φ W ^’ _red / А _red = 1× 10,39×10⁶ / 135697= 76,56мм.
Упругопластические моменты сопротивления по растянутой зоне для двутав-ровых симметричных сечений при b_f ^’ / b >2 и b_f / b >2 можно определять как W ^’ _pl = =1,5 W ^’ _red в стадии изготовления, и W_pl = 1,5 W_red в стадии эксплуатации. Тогда
W_pl = 1,5×10,97×10⁶ = 16,455×10⁶ мм³

W ’ _pl = 1,5×10,39×10⁶ = 15,585×10⁶ мм³
При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения γ _sp принимаем больше единицы на величину отклонения ∆γ _sp ,а в ста- дии эксплуатации - меньше на ту же величину.
Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии изготов- ления,
М _crc = R_{bt , ser} × W ^’ _pl

М _crc = 1,275×15,585×10⁶ = 19,87×10⁶ Н мм
здесь R_{bt , ser} определяем при прочности бетона R_bp . Момент от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин,
М _{r р} = γ _sp P ₁ ( е_ор - r ) = 1,131×140106× (77-76,56) = 6,9×10⁴ Н мм
Поскольку М _{r р} < М _crc трещины при обжатии не образуются. По результа- там выполненного расчета трещиностойкость нижней грани в стадии эксплуата- ции проверяем без учета влияния начальных трещин.
Максимальные сжимающие напряжения в бетоне сжатой (верхней ) зоны от совместного действия нормативных нагрузок и усилия обжатия
σ _bp = P ₂ / А _red - P ₂ е_ор ( h - y _о ) / I_red + М _n ( h - y _о )
σ _bp = 113040/135697- 113040 ×77× 113/(1174.8×10⁶ ) + 29,74 ×10⁶ ×113 /(1174.8× ×10⁶ ) = 4,53МПа.
Коэффициент
φ = 1,6 - σ _bp / R_bn = 1,6 – 4,53 / 18,5 = 1,35

Принимаем φ = 1 . Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (нижней ) зоны, до центра тяжести сечения
r = φ W_red / А _red = 1×10,97×10⁶ / 135697 = 80,8мм.
Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии эксплуатации,
М _crc = R_{bt , ser} × W_pl + γ _sp P ₂ ( е_ор + r )

М _crc =1,6×16,455×10⁶ + 0,869×113040×(77+80,8)= 41,8×10⁶ Н мм
где R_{bt , ser} определяем по классу бетона В . Момент от нормативных нагрузок, вызывающий появление трещин,
29,74 ×10⁶ Н мм < М _crc = 41,8×10⁶ Н мм

Трещины в стадии эксплуатации не образуются, расчет их раскрытия не нужен.

Расчет прогиба панели.

Прогиб панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать предельного значения l ₀ / 200 = 23,95мм [1]. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяя- ющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок М = М _{n , l} ; суммарная продольная сила равна усилию предварительного обжатия с учетом всех потерь N _tot = P ₂ при γ _sp = 1; коэффициенты:
φ _ls = 0,8;
φ _m = R_{bt , ser} W_pl /( M_{n , l} - P ₂ ( е_ор + r )) = 1,6 × 16,455×10⁶ /(23,20×10⁶ - 113040 × × (77 + 80,8)) = 4,909 >1 , принимаем φ _m = 1 ;
коэффициент, характеризующий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами,
Ψ _s = 1,25 - φ _s φ _m = 1,25 — 0,8 ×1 = 0,45 < 1;
то же для бетона:
Ψ _b = 0,9;
при длительной нагрузке
ν = 0,15.

По-прежнему допуская, что х = h_f ^’ , определим кривизну в середине пролета при длительном действии нагрузок

= 23,20×10⁶ ×(0,45/(19×10⁴ ×314) + 0,9/(1160×38,45×27×10³ ×0,15))/(190× ×170,78) - 113040×0,45/(190×19×10⁴ ×314) = 4,47×10 ^-6 мм ^-1

Где z ₁ = h ₀ - 0,5 h_f ^’ =190 – 0,5×38,45=170,78мм
Кривизна, обусловленная выгибом панели от усадки и ползучести бетона вследствие обжатия,

= (3,38 + 12,62)/( 19×10⁴ ×190) =4,43×10 ^-7 мм ^-1
Полная кривизна

=- = 4,027×10 ^-6 мм ^-1
Прогиб определим по упрощенному способу как
f ≈(5/48)(1 / r ) l ₀ ² = 5×4790 ² ×4,027×10^-6 /48 = 9,62 мм < [23,95] мм.
Жесткость панели достаточна.

Конструирование панели.

Рабочие чертежи пустотной панели приведены на одном листе формата А3. Данный лист содержит опалубочный чертеж, схему армирования, специфика- цию и ведомость расхода стали, на нём также изображены сетки, каркасы, монтажная петля и групповая спецификация арматуры. В текстовом материале отражены особенности чтения чертежей и необходимые указания по производству изделий.

Напрягаемые стержни располагаем в сечении симметрично. Поперечную арматуру объединяем в каркасы КР1 , а продольную в сжатой зоне - в сетку С3 с ячейками 200 × 250 мм . Кроме этого предусматриваем в опорных участках сетки С1 из проволоки класса Вр-1 , служащие для предохранения бетона от раскалывания предварительным обжатием, а при ширине панелей более 1,5 м - также сетки С2 , предотвращающие развитие продольных трещин в нижней полке от местного изгиба (на чертеже панели сетка С2 показана в порядке справочной информации).
Четыре петли предназначены для подъема панели, их диаметр 10 мм определя- ем по справочным материалам учебного пособия имея в виду, что собственная масса панели 2079 кг распределяется на три петли. Размеры петель находим также по справочным материалам учебного пособия. При проектировании сеток и каркасов учитываем конструктивное требование норм: длина от концов стержней до оси крайнего пересекаемого стержня должна быть не менее диаметра выступающего стержня и не менее 20 мм.

Расчет и конструирование ригеля

При назначении размеров сечения ригеля кроме данных таблицы 1 учебного пособия следует учитывать, что верхние грани ригеля и панели перекрытия должны совпадать, поэтому высоту стенки назначают равной высоте сечения панели (с добавлением 10 мм раствора для нашей пустотной панели).
В связевых каркасах ригели работают как свободно опертые однопролетные балки. Расчетный пролет равен расстоянию между осями опор: l ₀ = l - 2×130/2 , где l - проектная длина ригеля ( см. чертёж ), 130 мм - длина площадок опирания на консоли колонн. Расчетными являются нормальные сечения в середине пролета и наклонные у опор, начинающиеся в углах подрезки ( рис. 1).

Требуется рассчитать и законструировать ригель среднего пролета перекрытия с пустотными панелями.

Исходные данные: длина ригеля l = 5760 мм , размеры сечения: b = 200 мм, h = =500 мм, b _f = 400 мм , высота ребра 230 мм , откуда h _f = 500 -230 = 270 мм . Бетон тяжелый класса B 30 ( R_b =15.3МПа, R_bt =1.08МПа, при γ _{b 2} =0,9) , рабочая арматура класса А- III ( R_s = R_sc = 355МПа, R_sw = 285МПа при d < 10мм и R_s = R_sc = 365МПа, R_sw = 290МПа при d ≥ 10мм).

Проектирование ригеля состоит из разделов:
а) нагрузки и воздействия б) расчёт прочности нормальных сечений в) расчёт прочности наклонных сечении на поперечную силу г) расчёт прочности наклонных сечений на изгибающий момент д) конструирование ригеля

Нагрузки и воздействия. Расчетный пролет ригеля l ₀ = 5760 - 130 = 5630мм. Погонная нагрузка от собственного веса ригеля (при объём. весе железобетона 25 кН/м³ ): нормативная - q_cn = (0,2× 0,5 + 0,2×0,27)×25= 3,85кН/м ; расчетная q_c = 3,85×1.1= 4.24 кН / м (где γ _f = 1,1 - коэффициент надежности по нагрузке). Полную расчетную нагрузку определяем с использованием данных табл. 1 с учетом шага ригелей 5,1 и номинальной длины панелей 6,1 м:
временная 6 × 5,1 = 30,6кН/м,
от веса пола 1,32 × 5,1 = 6,732 кН/м,
от веса панелей с заливкой швов 3,3 × 6,1 = 20,13кН/м,
от веса ригеля 4,24 кН / м .
Итого: q = 61,702 кН/м = 61,702 Н/мм.
С учетом коэффициента надежности по назначению γ _f = 0,95 для зданий нор -мального уровня надежности [1] расчетная нагрузка q = 58,61 кН/м = 58,61 Н/мм. Изгибающий момент в середине пролета М = q l ₀ ² /8 = 232,21кН×м= 232,21×10⁶ Н×мм. Поперечная сила на опоре Q _max = q l ₀ /2 = 164,9 кН = 164,9×10³ Н.

Расчет прочности нормальных сечений.

Задаемся а = 45 мм , а’ = 30 мм . Тогда h ₀ = 500 - 45 = 455 мм . Поскольку полка находится в растянутой зоне, сечение рассматриваем как прямоугольное ширина его b = 200 мм . Несущая способность сечения на изгиб М _u складывается из моментов относительно арматуры А _s : воспринимаемых сжатым бетоном М _b и сжатой арматурой M _s ’. Условие прочности имеет вид:
М≤ М _u = М _b + M _s ’.
Вычисляем М _b , задаваясь граничной высотой сжатой зоны х= х _R = ξ _R h ₀ = 0,582× × 455 = 265 мм , где ξ _R находим по таблицам учебного пособия с учетом γ _{b 2} =0,9. Тогда
М _b = R_b b х ( h ₀ - 0,5х) М _b =15,3×200×265×(455-132.2)= 261,75×10⁶ Н×мм >М=232,21× 10⁶ Н×мм
Прочность достаточна, арматура А _s ’ не требуется.

М _b >М, т.е. сжатая арматура по расчету не потребуется. В этом случае нужно задаться арматурой А _s ’ из конструктивных соображений (для пространственного каркаса ригеля она должна быть не менее 2 стержней d =10мм - при меньших диаметрах каркас в момент подъема сдеформируется). Зная А _s ’= 157мм² , найдем М _s ’= R_sc А _s ’ ( h ₀ - а’ )= 365 *157 (455- 30)=24,35×10⁶ Н×мм. , а затем М _b = М - М _s ’= 232,21× 10⁶ Н×мм -24,35×10⁶ Н×мм =207,86.
Тогда из условия М _b = R_b b х ( h ₀ – 0,5 х) определим высоту сжатой зоны х = 455 -=233,07 мм.
а из условия N _s - N _b - N _s ’ = 0 определим А _s = ( R_b b х + R_sc А _s ’)/ R_s =(15,3 ×200× ×233,07+365×157)/365=2110,96. Принимаем по сортаменту А _s =2214 ( 2 стержня d =25мм, 2 стержня d =28мм ). Заметим, что такой порядок расчета точнее табличного, поскольку в расчете сразу участвует конструктивная арматура А _s ’, без которой не обойтись в любом случае.

В целях экономии стали часть продольной растянутой арматуры (2 стержня d =25мм А- III , т.е. не более половины А _s ) обрываем в пролете. для нахождения точек теоретического обрыва (расстояние т см. чертеж) приравниваем внешний момент М ₍₁₎ к несущей способности нормального сечения М _{u (1)} с оставшейся арматурой А _{s (1)} ( 2 стержня d =28мм А- III ) :
х ₍₁₎ = ( R_s А _{s (1)} - R_sc А _s ’)/( R_b b ) х ₍₁₎ = (365×1232—365×157)/(15,3×200)) = 128,68мм.
М _{u (1)} = R_b b х ₍₁₎ ( h ₀ – 0,5 х ₍₁₎ ) + R_sc А _s ’ ( h ₀ - а’ ) М _{u (1)} =15,3×200×128,68×(455×63,84)+365×157×(455-30)=178,5×10⁶ Н×мм=178,5 кН×м.
М _{u (1)} = М₍₁₎ = q l ₀ т/2 - q т ² /2,
откуда
т = 0,5 l ₀ - т = 0,5×5,63-1,354= 1,461=1,461м.

Обрываемая арматура заводится за точки теоретического отрыва на длину ω = = Q /(2 q _sw ) + 5 d_s ≥ 20 d_s . Поскольку q _sw определяется работой наклонных сечений, расчет ω приводится ниже, в разделе «Конструирование».
Т.к. объем проекта достаточно велик, ригель по второй группе предельных состояний не рассчитываем. Отметим только, что если для растянутой арматуры потребуется больше 4 стержней d =32 А- III , а для сжатой - больше 2стержней d =20 А- III необходимо увеличить высоту сечения ригеля, т.к. не обеспечивается требуемая жесткость конструкции. Увеличение класса бетона не даст нужного прироста жесткости.

Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу.

Опасные наклонные сечения начинаются там, где резко меняются размеры сечения ригеля, т.е. в углу подрезки. Высота сечения здесь h ₁ = 350 мм, ширина b = 200 мм. Продольная растянутая арматура А _s(1) , подобранная расче- том прочности нормальных сечений, до опор не доходит, поэтому в опорных участках устанавливаем дополнительную продольную арматуру А _s(2) , диаметр которой определим в расчете наклонных сечений на изгиб. Для надежного за- анкеривания ее привариваем к опорной закладной пластине толщиной 10 мм. С учетом этого предварительно принимаем а = 20 мм , тогда h ₀ = 330 мм .
Не приступая к расчету, определим минимальное поперечное армирование по конструктивным требованиям [2]. При h ₁ = 350 < 500 мм шаг s поперечных стержней (хомутов) на длине, равной 1/4 пролета, должен быть не более 150 мм и не более h ₁ /2 = 175 мм . Принимаем s = 150 мм . По условиям сварки диаметр хомутов d_sw ≤ d_s , где d_s - максимальный диаметр пересекающихся свариваемых стержней. В нашем случае d_s = 28мм , принимаем d_sw = 8мм , А = 101мм² (для 2 стержней d =8мм ).
Проверяем прочность наклонной полосы на сжатие по формуле
Q ≤ 0,3φ _{w 1} φ _{p 1} R_b b h ₀ Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры,
φ _{w 1} = 1 + 5 α μ_w ×6,9×0,0034 = 1,16 < 1,3;
здесь α = E _s / E _b = 20×10⁴ /29×10³ = 6,9; μ_w =А _sw /( b s ) = 101 /(200×150) = 0,0034.
Коэффициент
φ _{b 1} = 1- β R_b = 1-0,01×15,3=0,847,
где β = 0,01 для тяжелого бетона.
Прочность полосы
0,3×1,16×0,847×15,3×200×330=297,6×10³ Н > Q = 164,9×10³ Н. Условие выполнено. Проверяем прочность по наклонной трещине из условия Q ≤ Q_u = Q_b + Q_sw . При этом прочность сжатого бетона на срез
Q_b = М _b /с,
где М _b = φ _{b 2} (1 + φ _f + φ _n ) R_bt b h ₀ ² =2×(1+ 0+ 0)×1,08×200×330² =47,04×10⁶ H ×мм (здесь φ _{b 2} учитывает вид бетона, φ _f - влияние свесов сжатой полки, φ _n - влияние преднапряжения). Прочность поперечной арматуры, пересекающей наклонную трещину,
Q_sw = q _sw с ₀ , где q _sw = R_sw А _sw / s =255×101/150 = 172Н/мм (здесь R_sw снижено на 10% с учетом ослабления стержней сваркой при d _sw / d _s = 8/28 < 1/3 ).
Поскольку наклонная трещина начинается в углу подрезки, т.е. почти у грани опоры, проекцию опасной наклонной трещины находим по формуле
с ₀ = с ₀ = 523 мм <2 h₀ = 660 мм.
Проекция расстояния от грани опоры до конца трещины, или пролет среза с = = с ₀ + 20 = 543 мм (рис.)
Тогда
Q_b = М _b /с = 47,04×10⁶ /543 = 86630 Н,
Q_sw = q _sw с ₀ = 172×523 = 89956 Н,
Q_u = Q_b + Q_sw = 86630+89956=176556 Н.
Внешняя нагрузка q приложена к полкам ригеля, т.е. по одну сторону от наклон- ного сечения, в то время как опорная реакция Q_max – по другую. Поэтому на участке проекции наклонного сечения значение поперечной силы постоянно:Q = Q_max = 164900 Н ; Q < Q_u ‚ следовательно, увеличить q _sw не требуется.

Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент.

Подрезка бетона в опорных участках не позволяет завести продольную армату- ру за грани опор, поэтому, как отмечалось выше, устанавливаем по два дублиру- ющих горизонтальных стержня, заанкеривая их на опорах приваркой к заклад -ным пластинам. Сечение стержней класса А- III подбираем расчетом наклонных сечений на изгибающий момент, из условия
М < М _u = М _{s 1} + М _sw
где М - внешний изгибающий момент относительно точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне, М _{s 1} = R _s A _{s 1} z _{s 1} - момент усилия в продольной арматуре относительно той же точки, М _sw = q _sw с ₀ ² / 2 - то же усилий в хомутах.
Проекция опасного наклонного сечения с ₀ =Q_max / q _sw =164900/172=958мм >2 h ₀ = =660мм . Принимаем с ₀ = 958мм .
М= Q_max l _x =164900×1043 = 171,9×10⁶ Н×мм
где l _x =с ₀ + 85=958+85=1043 . Величина М определена без учета разгружающего действия q (нагрузка приложена не к верхней грани ригеля, а к полкам).
М _sw = 172×958² /2 = 78,9×10⁶ Н×мм ,
М _{s 1} = М-М _sw = 93×10⁶ Н×мм .
Требуемая площадь арматуры А _{s 1} = М _{s 1} /( R _s z _{s 1} ) = 93,0×10⁶ /(365×250)= 1019мм²
(здесь z _{s 1} , принято приближенно равным расстоянию между осями сжатой и растянутой арматуры). Ближайшие по сортаменту стержни 2 стержня d =28 мм , А _{s 1} = 1232 мм² .
Стержни должны быть заведены в бетон на длину не менее
l _an = (ω _an R _s / R _b + ∆λ _an ) d _s = (0,7×365/17+11)×28= 728мм
где R _b = 17 МПа (при γ _{b 2} = 1 ), значения коэффициентов ω _an и ∆λ _an приняты для стержневой арматуры периодического профиля [2].
Принимаем с округлением l _an = 730мм .

Конструирование ригеля.

Несмотря на внешне простую форму, армирование ригелей представляет собой достаточно сложную задачу. Причиной этого является нижнее расположение полок и наличие подрезки бетона в концевых участках для опирания на скрытые консоли колонн. Здесь невозможно ограничиться, как в плитах или балках, набором плоских или гнутых сварных сеток и каркасов, укладываемых последо- вательно в форму. Перечисленные обстоятельства вынуждают применять слож- ные и трудоемкие в изготовлении пространственные каркасы, затрудняя работу арматурному цеху, но зато облегчая формовочному.
Пространственный каркас КП 1 (см. чертеж) состоит из трех плоских каркасов. Два вертикальных КР 1 включают продольные рабочие стержни d =12мм , А- III (поз. 2), d =28мм , А- III (поз. 4) и распределительные d =5мм , Вр-1 (поз. З), а также поперечные d =8мм , А- III (поз. 1). Горизонтальный каркас КР 2 состоит из продольных рабочих стержней d =25мм , А- III (поз. 3) и распределительных: продольных d =5мм , Вр-1 (поз. 2) и поперечных d =8мм , А- I (поз. 1). Для сборки КП 1 используем отдельные распределительные стержни d =5мм , Вр-1 (поз. 3 и 4 на каркасе КП 1), причем стержни поз. 4, кроме того, предупреждают отрыв полок при воздействии нагрузок от плит.
Укороченные продольные стержни d =25мм , А- III каркаса КР 2 имеют точки теоретического обрыва, расположенные на расстоянии т = 1180мм от осей опор (см. чертёж ). В этих сечениях
Q = Q_max - qm = 164900-58,61 ×1461 = 79271 Н,
шаг хомутов s = 250 мм , q_sw = R _sw А _sw / s = 255×101 /250 = 103 Н/мм.
Отсюда ω = Q /(2 q_sw )+5 d_s = 79271/(2×103)+5×25 = 509,8мм . Фактическая длина стержней составляет l _w = l ₀ -2т+2 ω = 5630 - 2×1461 + 2×509,8= 3728 мм с округ- лением l _w = 3730 мм .
Поскольку К Р 1 и КР 2, являясь деталями КП 1, сами состоят из деталей, оформляем 2 отдельные таблицы групповых спецификаций: 1-ю для элементов, входящих в ригель (КП 1, М 1), 2-ю - для эл-тов, входящих в КП 1 (КР 1, КР 2). для П-образных стержней (поз. 4 каркаса КП 1), нуждающихся в эскизе, состав- ляем ведомость деталей.
Опорная закладная деталь М 1 включает пластину из стали марки ВСт3пс2 (поз. 1), анкера 4 стержня d =12мм , А- III (поз.2), приваренные к пластине в тавр под слоем флюса, и горизонтальные стержни 2 стержня d =28мм , А- III (поз. 3; подбор см. в разделе «Расчет прочности наклон. сечен. на изгибающий момент). Последние приваривают к поз. 1 ручной дуговой сваркой (электроды Э 42 ) дву- сторонними швами. Длина каждого шва (с учетом отступления стержней от края пластины на 20 мм и непровара по концам 10 мм) l _w = 150 - 20 - 10 = 120 мм . Сварные швы рассчитываем в соответствии с нормами в двух сечениях.

1. По металлу шва из условия N /( β_f k_f 2 l _w ) ≤ γ _wf γ _c R _wf , где β_f = 0,7 , k_f - катет шва в мм, l _w = 120 мм - длина одного шва, R _wf =180 МПа - - расчетное сопротивление шва срезу, γ _wf = 1 , γ _c = 0,95 , N = 365×1232/2=224840Н - -продольное усилие в одном стержне (см. раздел «Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент»).
Определяем катет
k_f = N /( β_f 2 l _w γ _wf γ _c R _wf ) = 224840/(0,7×240×1×0,95×180) = 7,82мм .
Принимаем k_f = 8 мм .

2. По металлу границы сплавления из условия N /( β_z k_f 2 l _w ) ≤ γ _wz γ _c R _wz , где β_z =1, γ _wz =1, R _wz = 0,45× R _un = 0,45×350 =157,5 МПа - расчетное сопротивле- ние стали по границе сплавления, R _un - расчетное сопротивление стали ВСт3пс2 по временному сопротивлению.
224840/(1×6×240)=147,1МПа < 1×0,95×157,5=150МПа.
Прочность швов достаточна.
Диаметр монтажных петель d =14мм , их р-ры назначаем по таблицам учебного пособия и выносим всё это на чертёж.

Расчёт и конструирование колонны

В связевых каркасах горизонтальные нагрузки передаются на диафрагмы жесткости, поэтому колонны воспринимают только вертикальные нагрузки. Если соседние пролёты и нагрузки одинаковы, то допускается приложение вертикальных сил N на колонну учитывать только со случайным эксцентрисите- том e ₀ . Значение e ₀ принимается большим из трёх величин: h /30 , l ₀ /600 и 10 мм (где h – высота сечения колонны, l ₀ – расчётная длина).

Поскольку случайный эксцентриситет может быть и с права, и с лева от оси, армирование колонны принимается симметричным : A_s = A_s ^’ . Для элементов прямоугольного сечения при расчётной длине l ₀ < 20 h и симметричной арматуре классов A - I , A - II и A - III расчёт на внецентренное сжатие со случайным эксцен- триситетом допускается заменять расчётом на центральное сжатие, при этом напряжение в бетоне принимают равным R_b , а в арматуре - R_sc .

Требуется рассчитать и законструировать среднюю колонну первого этажа перекрытия с пустотными панелями.

Исходные данные: высота этажа - 3,3м ; количество этажей - 5 ; сетки колонн- - 6,1×5,1м ; сечение колонны - 300×300мм , бетон тяжёлый, класса В30 ( R_b =15,3 МПа, при γ _{b 2} =0,9) . Рабочая арматура А- III ( R_s = R_sc = 365МПа). Расчётная длинна колонны равна высоте этажа l ₀ = 3,3м .

Проектирование колонны состоит из разделов:

а) нагрузки и воздействия

б) расчёт прочности нормального сечения

в) расчёт прочности консоли

г) конструирование колонны

Нагрузки и воздействия.

Грузовая площадь колонны А_с =6,1×5,1=31,11м² . Расчётная нагрузка от пере -крытия одного этажа (с учётом данных табл.1)

N ₁ =( q + p ) А_с =10,62×31,11=330,38 кН

в том числе постоянная и длительная

N _{1, l} = 8,22×31,11=255,72 кН

Расчётная нагрузка от собственного веса ригеля:

N ₂ = V γ γ _f

N ₂ =[(0,2×0,5+0,2×0,27)×5,76+0,2×0,35×0,3] ×25×1,1=24,97 кН,

где V - объем в м³ , γ = 25 кН/м³ – объёмный вес железобетона, γ _f =1,1 - коэф- фициент надёжности по нагрузке.

Расчётная нагрузка от собственного веса колонны:

N ₃ =(0,3×0,3×3,3+2×0,3×0,15×0,15) ×25×1,1=8,54 кН

Расчётная нагрузка от покрытия (табл. 2) на колонну:

N ₄ =( q + p ) А_с

N ₄ = 6,84×31,11=212,79 кН,

в том числе постоянная и длительная

N _{4, l} =5,79×31,11=180,12 кН

Суммарная продольная сила в колонне (с учётом коэффициента надёжности по назначению γ _n =0,95 )

N = (4 N ₁ +5 N ₂ +5 N ₃ + N ₄ ) γ _n

N = (4×330,38+5×24,97+5×8,54+212,79) ×0,95=1616,76 кН

От постоянных и длительных нагрузок

N_l =(4×255,72+5×24,97+5×8,54+180,12)×0,95=1302 кН.

Расчёт прочности нормального сечения.

Условие прочности имеет вид:

N ≤φ[ R_b A_b +( A_s A_s ^’ )],

где A_b = 300×300 = 90000мм ² – площадь бетонного сечения, φ – коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.

Преобразуя формулу, получим:

( A_s + A_s ^’ )≥ ( N – φ R_b A_b ) /(φ R_sc )

φ=φ₁ +2(φ₂ – φ₁ ) R_sc (A_s +A_s ^’ )/ (R_b A_b )≤ φ₂ ,

где φ₁ и φ₂ коэффициенты, принимаемые по таблице учебного пособия.

Коэффициент φ определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем φ = φ₂ .

При l ₀ / h =3300/300=11 , и N_l / N =1302/1616=0,80 , коэффициент φ₁ =0,89, φ₂ =0,90

При φ = φ₂ определяем

( A_s + A_s ^’ ) = (1616×10³ - 0,90×15,3×90000)/(0,90×365)=1146мм²

Проверяем

φ = 0,89+2×(0,90 - 0,81)×365×1146/(15,3×90000)= 0,90= φ_2.

Результаты сходятся, площадь арматуры подобрана верно.

Принимаем по сортаменту 4стержна d = 20 А- III (A_s + A_s ^’ = 1256мм² ). Если бы проверка не сошлась, то во втором приближении следовало бы принять значение φ среднее между назначенным в начале и полученным в итоге расчёта.

Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

μ=( A_s + A_s ^’ )×100/( bh ₀ )= 1256×100/(300×225)=1,86%.

При гибкости колонны l ₀ / h =11 , это меньше минимального допустимого процента армирования μ _min = 0,2% . Но с учётом того что показатель гибкости максимально приближён к 10 и μ _min = 0,1%

Расчёт прочности консоли.

Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их армируют арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций ригелей Q без учёта работы бетона. Усилия в наклонных пластинах определяем из условия равенства нулю проекций сил на вертикаль.

N_n = Q / sin 45 ^o = 164900/0,707 = 233239Н.

Сечение пластин из стали ВСт3пс2 : 2δ h _п =2·8·120=1920 мм² , где δ - толщина пластины, h _п - её ширина по горизонтали. Площадь нормального сечения пластин А_п =1920× sin 45 ^o =1357 мм² , сжимающие напряжения

σ= N _п /А_п =233239/1357=171,9< R =250 МПа .

Усилия в растянутых стержнях

N_s = N _п × sin 45^о = Q =164900 Н .

Откуда

A_s = N_s / R_s = 1 64900/ 365 = 45 2 мм ² .

Принимаем 2 стержня d =18мм А- III (A_s =509 мм ). Нижние сжатые и распределительные стержни вышестоящей колонны принимаем того же сечения, что и верхние: d =18мм А- III .

Конструирование колонны.

В верхней части колонны по углам предусматриваем выемки для выпуска арматуры с последующей их сваркой с выпусками стержней вышестоящей колонны. После монтажа выемки заделывают бетоном.

Длину колонны определяем с учётом заделки её ниже отметки пола на 0,8 м и расположения стыка на 0,65 м выше перекрытия l = 3,3 + 0,8 + 0,65 = 4,75м . Продольные стержни, определённые расчётом, определяем в два плоских каркаса КР 1, которые с помощью поперечных стержней объединяем в пространственный каркас КП 1 (см. чертёж).

Шаг s поперечных стержней должен быть не более 500 мм и не более 20 d_s , где d_s - диаметр продольных стержней. При μ = ( A_s + A_s ^’ )/А _b >3% шаг s уменьшается до 300 мм или до 10 d_s . В нашем случае μ=1,86% , принимаем s = 300мм . По условиям сварки диаметр поперечных стержней должен быт не менее 0,25 d_s , от сюда 0,25×20 =5мм принимаем с запасом d = 8А- I .

Согласно требованиям норм, защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм и не менее d_s , в нашем случае - 20мм Оконча- тельно расстояние от осей продольных стержней до наружных граней принима- ем равным 45мм - с учётом возможности надевания на КП 1 сеток косвенного армирования С 2. Эти сетки, наряду с сетками С 1, устанавливаем в верхней части колонны для предохранения верхней части бетона от разрушения при местном сжатии, т.е. смятии (в нижней части они не нужны, так как колонна сделана в стакане фундамента).

Размеры ячеек сеток должны быть в пределах от 45 до 100 мм , но не более 1/4 меньшей стороны сечения элемента (300/4 = 75мм ) шаг сеток - в пределах от 60 до 150 мм , но не более 1/3 меньшей стороны (300/3=100 мм ). На длине (от торца колонны) не менее 10 d_s =10×20=200 мм , устанавливают не меньше 4-х таких сеток. При этом коэффициент объёмного армирования должен быть μ _xu >0,0125 .

Предварительно назначаем шаг сеток s =80мм , стержни d =6мм A - III ,с ячейками 45×45мм для С1 и 60×60 для С2.Определяем коэффициент армирования для С2 μ _xy = ( n_x A_sx l_x + n_y A_sy l_y )/( A_{ef .} s )= (5×28,3×280×2)/(90000×80)= 0,011<0,0125 . Уменьшаем шаг: s = 70 мм, μ _xy = 0,126 > 0,0125 , условие удовлетворяется.

Объём бетона колонны 0,43 м³ , собственная масса 1,2 т . Согласно таблицам учебного пособия две петли предусматриваем из стержней d =10мм A - I . При симметричном сечении и армировании петли целесообразно располагать на расстоянии от торцов а = 0,21× l =1,024м , тогда положительный и отрицательный моменты от собственного веса равны. Для монтажа колонны предусматриваем в ней отверстие d =40мм , в которое будет вставляться стальной штырь с кольцами для страховки при монтаже.