Строительные лаги  Справочник 

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 [ 42 ] 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69

чину е-" = 1,33 см; расчетная длина колонны = 340 см < 20h,< = 20 • 40 = 800 см, следователы расчет продольной арматуры можно выполнять по ф66 муле (2.76). :1

Задаемся процентом армирования р = 1% (коэфф цнент р = 0,01) и вычисляем

Re. с . 340

= 0,01

17,5-0,85

: 0,229.

Rnpmei

При Л/дл/Л! = 0,84 и X = 8,5 по табл. 2.12 коэфф цненты фв = 0,9 и, полагая, что F„<\/3Fa, Фж =1 = 0,91, а коэффициент ф по формуле (2.74) равен ф щ = Фс + 2-(Фж Фб) « = 0.9 + 2 (0,91 - 0,9) 0,229 М = 0,905 •Ф« = 0,91;

требуемая площадь сечения продольной арматуры Щ формуле (2.76):

2 332 ООО

- 40-40

а. с 17,5-0,85 340

0,905-1-340(100) :7 см",

принято 4016 A-III, Fa = 8,04 см

ц = 8,04/1600-100 = 0,5%, что меньше ранее приня того р, = 1 %. ,Сечение колонны можно несколько умень шить или принять меньшие марку бетона и класс арматурной стали. Если назначить сечение колонны 350>< X 350 мм, сохранив ранее принятые характеристикв материалов, то при Пересчете будем иметь:

X = 340/35 = -9,7; Фе = 0,893; ф = 0,903; при р, = 0,02 коэффициент ф = 0,893 + 2 (0,903 0,893) х:] X 0,458 = 0,902;

2 332 ООО 0,902-1-340(100)

35-35

17,5-0,85

- = 22,3 cм

принимаем для симметричного армирования 4028 А-HI, tj F = 24,63 см, II = 2%.

Фактическая несущая способность сечения 350X350 мл по формуле (2.73)

Nce4 = ягф {RnpmiF + £ а?а. с) = = 1-0,902 [17,5 (100)-0,85-122Б+24,6-340 (100)] = = 2 400 ООО Н = 2400 кН > Л?1 = 2332 кН,

несущая способность сечения превышена только на 2,5%»

Поперечная арматура в соответствии с данными табл. 2 гп,.!Л. П1 принята диаметром 10 мм класса А-1 с шагом 300 мм <20di = 20-28 = 560 мм.

Армирование колонны первого этажа показано на

рис. 4,3.

3. Расчет колонны второго этажа. В целях унификации ригелей сечение колонн второго и всех вышераспо-лон<енных этажей назначаем х = 30 х 30 см; марки бетона и класс арматурной стали те же, что для колонны первого этажа. Действующие расчетные нагрузки по

л/ 2

Центршатя прокладка 4 5-5. tOOilOOS

Фундапент

Рис. 4.3. Армирование колонны первого этажа

табл. 4.2: полная Л = 1810 кН, в том числе длитель действующая N = 1516 кН. Отношение N/N = 1516/1810 = 0,84. Гибкость колонны Я = lJh = 420/30 = 14 > 4, необходим учет прогиба колонщ Случайный эксцентрицитет: eJ" = hJSO = 300/30 = 1 см > /о/600 = 420/600 = 0,7 см.

При = 30 см > 20 см коэффициент ап = 1; ко9 фициент <р вычисляем по формуле (2.74), предварительц приняв коэффициент р = 0,02:

Ф = Ф6 + 2(Фж - Фб)« = 0.833 + 2 (0,873 - 0,833) 0,458 = = 0.87 < фж = 0,873,

р Q4[\

«°=- = -Т7:5Тож = = " "«1

= 0,873 по табл. 2.12 при Wn,V„=0,84 и Я== 14, полагая, %

Требуемая площадь сечения продольной арматуры ii формуле (2.76)

/-a + f.J.T.!.. -30.30-114: = 21,9 cм

"0,87.1.340(100)

принимаем 6022 А-111, = 22,81 см*; процент армй

рования р = (22.81/900) 100 = 2,53%, что больше прей варительно принятого р. ~-2%. Для упрощения сварныя каркасов можно назначить симметричное расположения арматуры и принять 4028 A-III, F = 24,6 см, р. =§ = 2,73%.

Принимая ф = Фж = 0,873, вычислим фактическу! несущую способность колонны

Л/сеч = rn<f (RnptneiP + eRa. с) = = 1 -0,873 [17.5.(100) 0,85.900 + 22,8.340 (100)] = = I 850 000 Н = 1850 кН > = 1810 кН, превышение на 2,2%.

В соответствии с данными табл. 2 прил. III приннмаен! поперечную арматуру диаметром = 8 мм класса А- с шагом и 300 мм <3 20di = 20 -22 = 440 мм. При? применении продольной арматуры = 0 28 мм необ ходимо поперечные стержни принять диаметром d =А = 10 мм. Схемы армирования колонны второго этажЩ показаны на рис. 4.4.

4. Расчет колонны третьего этажа. Полная нагрузка на колонну Лз = 1291 кН, в том числе длительно дей-

ствующая

дл = 1084 кН. Отношение NJN

5 012 А-III

	вел / .
	шаг 300

рис. 4.4. Схемы армирования сечения колонны второго этажа

Q Сварными Каркасами; 6 - esiaaHUM каркасом; 1 - каркасы; 2 - соедини-1г.сл-ные стержни; 3,4 - продольные (рабочие) стержни; S - хомуты

с= 1084/1291 == 0,84. Размеры бетонного сечения X X Лк == 30 X 30 см; гибкость колонны Я, = If/h = = 420/30 = 14. Коэ(ффициент т ~ I, так как = = 30 см ?> 20 см. Взяв по данным колонны второго этажа Ф = 0,85, требуемое сечение продольной арматуры будет:

fa + fa =

1 291 ООО

0.85-1 -340 (100)

- 900

17,5-0,85

:5,2 см2.

принимаем 4014 A-III, fa = 6,16 см; процент армирования р = 100-6,16/900 = 0,68%.

Фактическая несущая способность сечения:

а = 0,0068

= 0,155;

17,5-0,85

ф = 0,833 4- 2 (0,873 - 0,833) 0,155 = 0.845; Лсеч = 1 • 0,845 [(17,5 (100) - 0,85 • 900 + 6,16 - 340 (100)] = = 1 310000 Н = 1310 кН>Л8= 1291 кН,

превышение на 1,5%.

Поперечную арматуру принимают согласно табл. 2 прил. III диаметром = 5 мм с шагом и = 250 мм <3 <20di = 20-14 = 280 мм.

5. Расчет колонн четвертого и пятого этажей. Для колонн четвертого и пятого этажей, которые значительно меньше загружены, при сечении колонн 30X30 см можно принять бетон марки М200. R„p = 9 МПа. Коэффициент m = 1. Принимая предварительно значение ф == = 0,85, вычислим требуемую площадь сечения продольной арматуры.

Колонна четвертого этажа Л4 = 773 кН.

773 000 9-0,85

« 0,85-1-340 (100)

- 900

6,5 см2.

принимаем 4014 A-III, = 6,16 см* (-5% допустима [I = (з/6А) 100; р = 100 (6,16/900) = 0.68%I утЗ няем значения а и ф:

а = 0,0068-д= 0.302; Ф = 0,833 + 2 (0,873 - 0,833) 0,302 = 0,858;

фактическая несущая способность сечения Л/,еч = 1 0,858 [9 (100) 0,85-900 + 6,16-340 (100)1 » = 773 ООО Н = 773 кН = /V3 = 773 кН.

Колонна пятого этажа = 254 кН. Принимаем к< структивно 4012 А-1П, = 4,52 см*. Тогда

Ф = 0,85 и m = 1 несущая способность сечения Лч = 1 0,85 19 (100) 0,85 + 4,52-340 (100)] = 717 ООО Н \ = 717 кН > /V5 = 254 кН; несмотря на значительное превышение прочности сеченн дальнейшее изменение сечения и армирования колонщ по конструктивным условиям нецелесообразно.

6. Расчет, стыка колонн. Рассчитываем стык колонн между перв» и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой торцовых стальни листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую кладку толщиной 5 мм (рис. 4.5). Расчетное усилие в стыке принимав по нагрузке второго этажа Nct = N2= 1810 кН. Из расчета на м сжатие стык должен удовлетворять условию

Для колонны второго этажа имеем продольную арматур 4028A-III, бетон марки М400. Так как продольная арматура обре Бается в зоне стыка, то требуется усиление концов колонн сварны1( поперечными сетками. Проектируем сетки из стали класса А-1Й i?a = 340 МПа; сварку торцовых листов - электродами марки 3-4 = 150 МПа.

Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане (примет тельно к колонне второго этажа)

b 300

= 100 мм;

принимаем прокладку размером КЮХ100X Б мм; размеры торцов листов в плане hi= bi= 300-- 20 = 280 мм, толщина S = 14 MS

Усилие в стыке Nct передается через сварные швы по периме торцовых листов н центрирующую прокладку (рис. 4.5, б):

Сетт <Р6А-1П Ячеат 50S0

СЬарка

2.5b (cg*iS) 2S

no контуру,.

Центрирующая

npoKJibdm 100Ш5трасчтч) 2.Si

K1 (350*350)

Рис. 4.5. К расчету стыка колонн

о - конструкция стыка; 6 - расчетная схема

Определяем усилие Лц,, которое могут восприннмагъ сварные швы: Лц, = NcrFm/fK. (4.3)

где fк = fш + - общая площадь контакта: f,„ - площадь контакта по периметру сварного шва торцовых листов; = 2-2,56 {Н -f--f ы - 5б)== 5-1.4 (28-f 28 - 5-1.4)= 343 см.

Площадь контакта под центрирующей прокладкой

F„ = (С2 -f 36) (q -f 36) = (10 -f 3-1.4)2 = 202 см;

Общая площадь контакта:

= = 343 -f 202 = 545 см;

. 1810= 1140 кН.

Определяем усилие, приходящееся на центрирующую прокладку, A„ = Nei-m= 1810- 1140 = 670 кН.

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 [ 42 ] 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69