1.4. Проектирование сборной колонны.

При проектировании многоэтажных зданий, сечения колонн, как правило, принимаются прямоугольной или квадратной формы. Колонны, сжатые со случайными эксцентриситетами (е₀ ≤ е_а), делают квадратными, где е_а ≤ l/600; е_а ≤ h/30; е_а ≤ 10см; l – длина элемента или расстояние между точками, закрепленными от смещения.

Для колонн каркасных зданий значения эксцентриситета е₀ принимают равным величине эксцентриситета, полученного из расчета, но не менее е_а /8/. Колонны, сжатые с расчетными эксцентриситетами, развивают в плоскости действия момента. При гибкости элемента l₀ /r_i > 14 необходим учет прогибов. При высоте сечения до 500 мм размеры кратны 50 мм, при больших размерах 100 мм. Длину колонн для сборных каркасных зданий назначают из условий удобства изготовления, транспортирования, монтажа и, как правило, на 2-3 этажа.

Колонны сечением 400×400 мм можно армировать 4-мя стержнями, при больших размерах ставят промежуточные стержни, соединенные сварными или гнутыми шпильками. Диаметр поперечных стержней каркасов определяется из рекомендуемых соотношений

• для сварных каркасов d₁/d₂≤ 1/3,

• для вязаных каркасов d₁/d₂≤ 1/4 причем d₁≥ 6мм.

Шаг поперечных стержней по длине элемента рекомендуется назначать, исходя из следующих требований /8/

• при μ ≤ 1,5%, s ≤ 500 мм и s ≤ 15d₂,

• при μ > 1,5%, s ≤ 300 мм и s ≤ 10d₂,

• В стыках внахлестку (без сварки) s ≤ 10d₂.

Здесь d₂ и d₁ диаметры продольных и поперечных стержней соответственно, причем диаметр продольной арматуры d₂ не должен превышать 40 мм (d₂ ≤ 40мм). Минимальное расстояние между стержнями в свету для обеспечения качественного бетонирования и сцепления арматуры с бетоном должно удовлетворять конструктивным требованиям с ≥ 30 мм и с ≥ d₂.

Максимальный процент армирования μ_max ≤ 3%.

Рекомендуемый (оптимальный) процент армирования μ ≈ (0,5÷1,5%).

Минимальный процент армирования μ_min = (A_s+A'_s) назначается, в зависимости от l₀ /r_i или для прямоугольных сечений в зависимости от l₀ / h

• при l₀ /r_i < 17 (l₀ / h < 5) μ_min = 0,1%

• при 17 ≤ l₀ /r_i ≤ 35 (5 ≤ l₀ / h < 10) μ_min = 0,15%

• при 35 < l₀ /r_i ≤ 83 (10 ≤ l₀ / h < 25) μ_min = 0,2%

• при l₀ /r_i > 83 (25 < l₀ / h ) μ_min = 0,25%.

Расчетную длину средних колонн многоэтажных зданий рекомендуется принимать при сборном варианте Н, для колонн первого этажа где 0,7Н, где Н – высота этажа с /8/ .

1.4.1. Расчет прочности колонны среднего ряда в стадии эксплуатации

Исходные данные. Бетон тяжелый класса В25, плотность железобетона ρ = 2500 кг/м³, сечение колонн 400×400 мм, защитный слой а = а^/ = 40 мм, грузовая площадь для средней колонны равна 6·6 = 36 м², высота этажей Н = 3,6 м, расчетная длина колонны l₀ = Н. Продольная арматура А400, поперечная арматура класса А240, сетки из проволоки В500, постоянная расчетная нагрузка от кровли с учетом веса железобетонных плит 6,0 кН/м², расчетная погонная нагрузка от собственного веса ригеля, см. предыдущий раздел, 7,425 кН/м, расчетная нагрузка от веса 1 м² перекрытия см. табл.1 равна 5,363 кН/м². Временная расчетная снеговая нагрузка на кровлю по III снеговому району равна 1,8 кН/м². Учет ответственности здания оценивается коэффициентом надежности γ_n = 0,95. Скорость ветра v = 4 м/сек.

• Сбор нагрузок и определение усилий в колонне

Усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95, равно

0,95·5,363·36 = 183,41 кН.

Усилие в колонне от веса ригеля, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95, равно

0,95·7,425 ·6 = 42,32 кН.

Усилие от собственного веса колонны, с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95 и коэффициента надежности по нагрузке γ_f =1,1 и плотности железобетона ρ = 2500 кг/м³ (25кН/м³)

0,95·1,1·0,4·0,4 ·3,6·25 = 15,05 кН.

• Суммарное усилие в колонне от веса перекрытия одного этажа

G₁ = 183,41 + 42,32 + 15,05 = 240,78 кН.

Усилие в колонне:

от веса покрытия, от веса плит и кровли с учетом коэффициента надежности по назначению здания γ_n = 0,95 составляет 0,95·6·36 = 205,2 кН,

от веса ригеля 42,32 кН, от веса стоек 15,05 кН.

Суммарное усилие в колонне от веса покрытия

G₂ = 205,2 + 42,32 + 15,05 = 262,57 кН.

Суммарное усилие в колонне от действия временной расчетной нагрузки с одного этажа, см. таб. 6

Q₁ = 0,95·7,8·36 = 266,76 кН,

в том числе от длительно-действующей части,

Q_1дл = 0,95·6·36 = 205,2 кН.

От кратковременной части нагрузки

Q_1кр = 0,95·1,8·36 = 61,56 кН.

Временная расчетная нагрузка на кровлю от снега должна быть определена с учетом коэффициента снижения снеговой нагрузки за счет ветра.

с_е = (1,2 – 0,1v√ k )(0,8 + 0,002b) = (1,2 – 0,1∙4∙√0,8)(0,8 + 0,002∙18,0) = 0,7.

Q₂ = 0,95·1,8·36·0,7 = 43,1 кН

в том числе

длительная Q_2дл = 21,55 кН,

кратковременная Q_2кр = 21,55 кН.

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от полной нагрузки

N = (240,78+266,76)×3 + 262,57 + 43,1= 1828,29 кН.

Расчетная продольная сила колонны первого этажа от постоянной и длительной нагрузки

N_дл = (240,78 + 205,2)×3 + 262,57 + 21,55 = 1622,06 кН.

Аналогично вычисляются продольные силы в колоннах других этажей. При определении расчетных моментов в колонне следует иметь в виду, что изгибающий момент в стыке ригеля с колонной, учитываемый при расчете колонны, возможен при расположении временной нагрузки в одном пролете, и не может превышать значений, определяемых сечением «рыбки» (в нашем случае 55 кНм). При этом момент распределяется между верхней и нижней колонной и составляет 55/2 = 27,5 кНм. Эпюры продольных усилий N и изгибающих моментов М по высоте здания представлены в таблице 6 и рис.18 приложения.

Таблица 6