5.9. Построение эпюры материалов.

Эпюра материалов строится следующим образом:

1. прежде всего определяются изгибающие моменты М_s, воспринимаемые в расчетных сечениях по фактически принятой арматуре;

2. по выровненной эпюре моментов в соответствии со значениями М_s графически устанавливается место теоретического обрыва стержней;

3. после этого определяется длина анкеровки обрываемых стержней:

где – поперечная сила, определяемая в месте теоретического обрыва;

d – диаметр обрываемого стержня;

s – принимается в сечении теоретического обрыва.

В первом пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура – 228+225 A400 с A_s=22,14 см²

,

M^{228+225}= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·22,14· (75 - 0,5·24,09) = 49480 Н·см = 494,8 кН·м>>М = 457,9кН·м.

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва – 228 A400 с A_s=12,32 см²

,

M^228= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·12,32· (75 - 0,5·13,41) = 29869 Н·см = 298,7 кН·м.

Обрываемая арматура 225 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровки w₁.

Поперечная сила в сеченииQ₁=160,0 кН. Поперечные стержни 10 мм А400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см,

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева – 422 мм A400 с A_s=15,20 см²

,

M^422= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·15,2· (75 - 0,5·16,54) = 36007 Н·см = 360,1 кН·м>

>М = 317,6 кН·м.

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва – 212 A400 с A_s=2,26 см²

,

M^212= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·2,26· (75 - 0,5·2,46) = 5918 Н·см = 59,2 кН·м.

Обрываемая арматура 422 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровки w₂.

Поперечная сила в сеченииQ₁=72,3 кН. Поперечные стержни 10 мм А400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см,

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

В среднем пролете принято следующее армирование:

Нижняя арматура – 420 A400 с A_s=12,56 см²

,

M ^420= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·12,56· (75 - 0,5·13,67) = 30393 Н·см = 303,9 кН·м>

> М = 292,1 кН·м.

Нижняя арматура в месте теоретического обрыва – 220 A400 с A_s=6,16 см²

,

M ^220= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·6,16· (75 - 0,5·6,70) = 15668 Н·см = 156,7 кН·м.

Обрываемая арматура 220 мм A400 заводится за место теоретического обрыва на величину анкеровки w₃.

Поперечная сила в сеченииQ₁=167,1 кН. Поперечные стержни 10 мм А400 в месте теоретического обрыва стержней сохраняют шаг S=25 см,

Длина анкеровки составит:

Принимаем .

Верхняя арматура у опоры В слева – 422 мм A400 с A_s=15,20 см²

,

M ^222= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·15,2· (75 - 0,5·16,54) = 36007 Н·см = 360,1 кН·м>

> М = 324,1 кН·м.

Верхняя арматура в месте теоретического обрыва – 220A400 с A_s=5,09 см²

,

M ^218= Rs·As· (h_o- 0, 5·x) = 355·(0,1)·5,09· (75 - 0,5·5,54) = 13051 Н·см = 130,5 кН·м.

6. Расчёт сборной железобетонной колонны

Требуется рассчитать и сконструировать колонну среднего ряда производственного 4-х этажного трёх пролётного здания с плоской кровлей, при случайных эксцентриситетах. Высота надземного этажа – 5,4 м, подвального – 4,8 м. Сетка колонн – 6х8 м. Верхний обрез фундамента заглублён на 0,15 м ниже отметки чистого пола подвала. Нормативная полезная нагрузка на междуэтажное перекрытие – 7,5 кН/м2. Конструктивно здание решено с несущими наружными стенами (неполный железобетонный каркас). Членение колонн – поэтажное. Стыки колонн располагаются на высоте 1 м от уровня верха панелей перекрытия. Ригели опираются на консоли колонн. Класс бетона по прочности на сжатие В25, продольная арматура класса А400. По назначению здание относится ко II классу, следовательно, принимаем значение коэффициента надежности по ответственности γ_n=0,95.

Рис.9. Схема расположения элементов перекрытия, колонн и фундаментов

Принимаем сечение ригеля равным b=25 см, h=80 см.

Нормативная распределенная нагрузка от собственного веса ригелей перекрытия и покрытия:

q_гр = = = 0,833 кН/м²

Сечение колонны предварительно примем b_c×h_c = 40×40 cм.

Расчётная длина колонн в первом-четвертом этажах принимается равной высоте этажа (коэффициент расчетной длины в обоих плоскостях принимаем μ_x = μ_y = 1)l₀ = H_f = 5,4 м.

Для подвального этажа с учётом некоторого защемления колонны в стакане фундамента: l₀ = 0,7· H_f = 0,7·(4,8+0,15) = 3,465 м

Подсчёт нормативных и расчётных нагрузок сведён в таблицу 6.

Таблица 6. Нормативные и расчётные нагрузки на 1м² перекрытия.

Нагрузка	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надёжности по нагрузке, γf	Расчётная нагрузка, кН/м2
От покрытия
Постоянная:	5,5	1,15	p=6,33
Временная снеговая: в том числе: кратковременная длительная	1,8×0,7=1,26 0 1,26		v=1,80 vsh=0 vl=1,8
Итого от перекрытия	6,76		p+v=8,13
От покрытия
Постоянная:
- от собственного весаребристой плиты с заливкой швов, = 25 кН/м3	2,50	1,1	2,75
- цементный пол90 мм, 18кН/м3	1,60	1,1	1,76
- от собственного веса ригеля сечением 0,25×0,8 м	0,83	1,1	0,91
Итого:	4,93	-	g=5,42
Временная нагрузка: в том числе: длительная кратковременная	7,50	1,2	q=9,00
	5,25	1,2	ql=6,30
	2,25	1,2	qsh=2,70
Итого от перекрытия	12,43	-	g+q=14,42