Ординаты эпюры  М_ult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже. 

На  положительные моменты

      На  наибольший положительный момент M_В принята арматура 2Æ22 и 2Æ22 А400 с А_s=1388 мм².

 кНм.

     Ввиду убывания положительного момента к опорам, часть арматуры можно не доводить до опор, оборвав в пролете. Рекомендуется до опор доводить не менее 50% расчетной площади арматуры. Примем, что до опор доводится 2Ø22 A400 с А_S =760 мм². Момент М_U, отвечающий этой арматуре, получим пропорционально ее площади:

 кНм. 

На  отрицательные опорные  моменты

На момент М_В = М_с принята арматура 2Æ32 А400 с А_s=1609мм²  .

 кНм. 
 

На  отрицательные пролетные моменты

На момент М₆ принята арматура 2Ø18 А400 с А_S=509 мм².

 кНм.

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

     В сечении 2 каркаса ( d_sw=8 мм; А_sw1=50,3мм²; А_sw=101 мм²; R_sw=285 МПа)

Н/мм.

Значения W будут:

  - для пролетных стержней 2Ø22А400

          слева  ; ,

          справа ;

  - для надопорных  стержней

          слева 2Ø32А400 ;

      ,

          справа 2Ø32 А400       

Принято W₁= W₂=550мм; W₃= W₄=500 мм;

3. Расчёт сборной  железобетонной колонны

 

3.1. Расчет колонны  на сжатие.

Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит

6,45×6,35=40,96 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 4,8м с учетом веса двухсторонней консоли будет;

Нормативный - 0,95[0,4×0,4×4,8+(0,3×0,6+0,3×0,3) ×0,4] ×25=20,805кН.

Расчетный - 1,1×20,805=22,89кН.

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 площадью 40,96 м². Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади.

     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 четырёх ее верхних этажей, расположенных выше рассматриваемого сечения:

N=381,94+2×841,24-571,54/2+2×22,89=1824,43 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=4,8+0,15-0,1-0,4-0,6 /2=4,15 м.

для второго этажа

Н₂=Н_2эт=4,8м.

Линейные моменты  инерции:

    - колонны  сечением 400×400 мм:

Для первого  этажа  м³

Для второго  этажа  м³.

    - ригеля сечением 300×600 мм, пролетом l=6,3м:

м³.

Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении  колонны по формуле:

кНм.

кНм 

б) Расчет колонны по прочности.

N_L=1603,94кН и   M_L=44, 8кНм; l₀=H₁=4,15м.

Для тяжелого бетона класса В15 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=8,5×1,0=8,5 МПа, модуль упругости бетона Е_b=24000 МПа.

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

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

необходим учет прогиба колонны

,

поэтому в расчёт вводим 

   M

   M  

<2 

Так как  принимаем 

Задаемся μ=0,015;    

Жесткость колонны

 

;

; 

;

;           ;

Если      мм²   
 
 

 

Допускается принимать   

<1

Проверка 

Принимаем 4Ø18 A400 с А_S=1018 мм²  

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 4 этажа. На основании данных таблицы получим:

N=381,94+2×841,24+3×22,89=2133,09кН.

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.

При кратковременном  действии нагрузки.

В нижнем сечении  колонны 1-го этажа действует продольная сила N=2133,09кН.

 l₀=H₁=4,15м, R_b=8,5*γ_b1=8,5*1=8,5 МПа.

При l₀/h=10,375для тяжелого бетона находим .

мм²

Коэффициент армирования:  
 

Процент армирования  µ=1,9 % т.е. лежит в пределах оптимального армирования.

При действии длительной нагрузки.

     В нижнем сечении колонны 1-го этажа  действует продольная сила N_L=1855,45кН.

 l₀=H₁=4,1м, R_b=8,5*γ_b1=8,5*0,9=7,65 МПа.

При l₀/h=10,375 для тяжелого бетона находим .

мм²

Коэффициент армирования:

Процент армирования  µ=1,5 % т.е. лежит в пределах оптимального армирования.  

     Продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площади А_s,tot=2966,2 мм².

Принимаем 6Ø25 A400 с А_S=2945 мм² (-0,7%).

  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=300мм. 

3.2.Расчет  консоли колонны

     Консоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом, поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В15 имеем расчетное сопротивление бетона R_b=8,5 МПа, R_bt=7,65 МПа, модуль упругости бетона Е_b=24000 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением R_s=355 МПа. Поперечное армирование коротких консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 6 мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Е_s=200000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади ω/2≈20,5 м².

Расчетная поперечная сила передаваемая на консоль, составляет:

Q=841,24/2=420,62кН.

     Принимаем вылет консоли l_c=300 мм, высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне, h=600мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Высота сечения у свободного края h₁=600-300=300 мм > h/3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли