Компоновка сборного перекрытия

Содержание

1. Компоновка сборного железобетонного перекрытия

2. Проектирование предварительно напряжённой плиты

2.1 Сбор нагрузок на перекрытие

2.2 Данные для расчёта

2.3 Нагрузки

2.5 Компоновка поперечного сечения панели

2.6 Расчёт полки на местный изгиб

2.7 Расчёт прочности сечений нормальных к продольной оси

2.8 Расчёт прочности по наклонным сечениям

2.9 Расчёт преднапряжённой плиты по предельным состояниям II группы

2.10 Расчёт по образованию трещин нормальных к продольной оси

2.11 Расчёт прогиба плиты

2.12 Расчёт плиты при монтаже

3. Проектирование наразрезного ригеля

3.1 Определение нагрузок

3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси

3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте

4. Расчёт прочности колонны

4.1 Сбор нагрузок на колонны

4.2 Определение расчётной продольной нагрузки на колонну

4.3 Определение изгибающих моментов колонны от расчётной нагрузки

4.4 Расчёт прочности колонны первого этажа

4.5 Расчёт консоли колонны

4.6 Расчёт стыка колонны

4.7 Расчёт стыка ригеля с колонной

5. Расчёт и конструирование отдельного железобетонного фундамента

6. Расчёт и конструирование монолитного перекрытия

6.1 Компоновка ребристого монолитного перекрытия

6.2 Расчёт многопролётной плиты монолитного перекрытия

6.2.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.3 Расчёт многопролётной второстепенной балки

6.3.1 Расчётный пролёт и нагрузки

6.3.2 Расчётные усилия

6.3.3 Определение высоты балки

6.3.4 Расчёт прочности по сечениям нормальным к продольной оси

6.3.5 Расчёт прочности второстепенной балки по сечениям наклонным к продольной оси

1. Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

Ригели поперечных рам тАУ трёхпролётные, на опорах жёстко соединены со средними колоннами, на стены опёрты шарнирно. Плиты перекрытий предварительно напряжённые многопустотные номинальной шириной 1900 мм и 2100 мм; связевые плиты номинальной шириной 2100 мм размещают по рядам колонн.

Рисунок 1 тАУ Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

2. Расчёт многопустотной плиты по предельным состояниям первой группы

Исходные данные. Многопустотная плита из тяжелого бетона класса В40 опирается поверху на железобетонные ригели каркаса, пролет ригелей тАУ l_p=5,9 м. Нормативное значение временной нагрузки 3,5 кПа. Требуется рассчитать и законструировать плиту перекрытия. Класс рабочей арматуры принять А-V.

2.1 Расчет плиты по предельным состояниям первой группы

2.1.1 Расчётный пролёт и нагрузки

Для установления расчётного пролёта плиты предварительно задаёмся размерами сечения ригеля:

h_p=(1/12)*l_p=(1/12)*590=50 см, b_p=0.5*h_p=0.4*50=20 см.

При опирании на ригель поверху расчётный пролёт плиты составит:

l_o=l-b_p/2=6,4тАУ0,2/2=6,3 м.

Подсчёт нагрузок на 1м² перекрытия сводим в таблицу 1.

Таблица 1 тАУ Нормативные и расчётные нагрузки на 1 м² перекрытия

Нагрузка	Нормативная нагрузка, Н/м²	Коэффициент надёжности по нагрузке	Расчётная нагрузка, Н/м²
Постоянная Собственный вес многопустотной плиты с круглыми пустотами	3000	1,1	3300
То же слоя цементного раствора d=20 мм (r=2200 кг/м³)	440	1,3	570
То же керамических плиток d=13 мм (r=1800 кг/м³)	240	1,1	264
Итого	3680	-	4134
Временная	3500	1,2	4200
В том числе длительная	2450	1,2	2940
Кратковременная (30%)	1050	1,2	1260
Полная нагрузка	7180	-	8334
В том числе: Постоянная и длительная	6130	-	7074

На 1 м длины плиты шириной плиты 2,1 м действуют следующие нагрузки, Н/м: кратковременная нормативная pⁿ=1050*2,1=2205; кратковременная расчетная р=1260*2,1=2646; постоянная и длительная нормативная qⁿ=6130*2,1=12873; постоянная и длительная расчетная q=7074*2,1=14855,4; итого нормативная qⁿ+pⁿ=12873+2205=15078; итого расчетная q+p=14855,4+2646=17501,4.

2.1.2 Усилия от расчётных и нормативных нагрузок

Расчётный изгибающий момент от полной нагрузки:

M=(q+p)*l²₀*g_n/8=17501,4*6,3²*0.95/8=82487,4Н^.м.

Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки:

Mⁿ=(qⁿ+pⁿ)*l²₀*g_n/8=15078*6,3²*0.95/8=71065,4Н^.м.

То же, от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок:

M_ld=qⁿ*l²₀*g_n/8=12873*6,3²*0.95/8=60672,9Н^.м.

То же, от нормативной кратковременной нагрузки:

M_с_d=рⁿ*l²₀*g_n/8=2205*6,3²*0.95/8=10392,6Н^.м.

Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:

Q=(q+p)*l₀*g_n/2=17501,4*6,3*0.95/2=52372,9Н.

То же, от нормативной нагрузки:

Qⁿ=(qⁿ+pⁿ)*l₀*g_n/2=15078*6,3*0.95/2=45120,9Н.

То же, от нормативной нагрузки:

Qⁿ_ld=qⁿ*l₀*g_n/2=12873*6,3*0.95/2=38522,5Н.

2.1.3 Установление размеров сечения плиты

Плиту рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bxh=210х22 см (где b тАУ номинальная ширина, h тАУ высота плиты). Проектируем плиту одиннадцатипустотной. В расчете поперечное сечение пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции.

Вычисляем:

h₁=0.9*d=0.9*15.9=14.3 см;

h_f=h_fтАЩ=(h-h₁)/2=(22тАУ14.3)/2=3.8 см;

тогда приведенная толщина ребер равна:

b_p=b=b_fтАЩ тАУ n*h₁=207тАУ11*14.3=49,7 см,

где b_fтАЩ=207 см тАУ расчетная ширина сжатой полки.

Приведенная толщина бетона плиты:

h_red=h тАУ (n*p*d²)/4b=22 тАУ (11*p*15.9²)/(4*207)=11.5 см>10 см.

Рабочая высота сечения h₀=22тАУ3=19 см.

Толщина верхней и нижней полок h_f=(22тАУ15.9)^.0.5=3 см.

Ширина ребер: средних тАУ 2.9 см, крайних тАУ 3 см.

2.1.4 Характеристики прочности бетона и арматуры

Плита изготавливается из тяжелого бетона класса В40, имеет предварительно напрягаемую рабочую арматуру класса А-VI с электротермическим натяжением на упоры форм. К трещиностойкости плиты предъявляются требования 3‑ей категории. Изделие подвергают тепловой обработке при атмосферном давлении.

Бетон тяжёлый класса В40

Призменная прочность бетона нормативная: R_bn=R_b,ser=29МПа, расчётная R_b=22МПа, коэффициент условий работы бетона g_b2=0.9; нормативное сопротивление при растяжении R_btn=R_bt,ser=2.1МПа, расчётное R_bt=1.4МПа; начальный модуль упругости бетона E_b=32.5*10³МПа.

Передаточная прочность бетона R_bp устанавливается так, чтобы при обжатии отношение напряжений s_bp/R_bp£0.75.

Арматура продольная класса A-VI

Нормативное сопротивление R_sn=R_s,ser=980МПа,

Расчётное сопротивление R_s=225МПа,

Модуль упругости E_s=1.9*10⁵МПа.

Предварительное напряжение арматуры назначаем таким образом, чтобы выполнялись условия . При электротермическом способе натяжения:

Принимаем s_sp=600МПа.

Определяем коэффициент точности натяжения арматуры

где n тАУ число стержней напрягаемой арматуры, принимаем n=8.

При благоприятных влияниях предварительного напряжения g_sp=1тАУ0.1= 0,9. При проверке по образованию начальных трещин в верхней зоне плиты g'_sp =1+0.1=1.1. Значение предварительного напряжения с учётом точности натяжения арматуры составит 0.9*600=540МПа.

2.1.4 Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

При расчёте прочности, сечение плиты принимается тавровым (полка нижней растянутой зоны в расчёт не вводится). Размеры сечения показаны на рисунке 2б. Вычисляем:

Находим

Высота сжатой зоны сечения: следовательно, нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки, и сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b_f^тАЩ=207 см.

Вычисляем характеристики сжатой зоны

ω=0,85тАУ0,008В·R_b=0,85тАУ0,008В·22В·0,9=0,69

Вычисляем граничную высоту сжатой зоны

ξ_R=

где σ_SR=R_s+400 тАУ σ_SP₂

σ_SP=0,6R_sn=0,6В·785=471 МПа

σ_SP2=γ_spВ· σ_SPВ·0,7=0,84В·471В·0,7=276,95 МПа

σ_SR=680+400тАУ276,95=803,1 МПа.

Поскольку соблюдается условие xR (0.034<0.43), то расчётное сопротивление арматуры умножается на коэффициент условий работы g_s₆:

где h=1.15 тАУ коэффициент, принимаемый равным для арматуры класса A-V.

Требуемую площадь сечения рабочей арматуры определяем по формуле:

где h=1тАУ0.5x=1тАУ0.5*0.058=0.971.

Принимаем в качестве предварительно напряжённой продольной рабочей арматуры три стержня арматуры класса A-V 3Æ16 мм с общей площадью A_sp=6,03см². Арматура устанавливается в четвертом слева и крайних рёбрах плиты.

2.3.5 Расчёт прочности плиты по наклонным сечениям

По конструктивным требованиям в многопустотных плитах высотой не более 30 см поперечная арматура не устанавливается, если она не нужна по расчету. Проверим необходимость постановки поперечной арматуры расчетом. Проверяем условие:

Q£ 0.3j_w1j_b1R_b b h₀,

где Q тАУ поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки; Q=52,37кН,

j_w1=1, так как поперечная арматура отсутствует;

j_b1=1тАУ0.01R_b=1тАУ0.01*22=0.78.

Условие:

52,37<0.3*1*0.78*22*10^-1*49,7*19,

52,37кН<486,13кН, выполняется,

следовательно, прочность плиты по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

Поперечную арматуру в плите можно не устанавливать, если выполняются условия:

а) Q_max£2.5*R_bt*b*h₀; Q_max=Q.

52,37<2.5*1.4*10^-1*49,7*19,

52,37кН<330,51кН, условие выполняется.

б) Q₁£M_b₁/c, Q₁=Q_max-q₁*c=52,37тАУ11,88*0.475=46,73кН,

где с тАУ проекция наклонного сечения, принимаем:

с=2,5h₀=2,5*19=47,5 см;

q=g^p*b*g_f=8,334*1,5*0,95=11,88кН/м,

М_b1=j_b4(1+j_n)g_b2R_bt*b*h₀²;

j_b4=1.5 тАУ для тяжелого бетона; j_n=0;

где Р=A_sp(s_sp-100)=5,96*(540тАУ100)*0.1 = 262 кН тАУ усилие предварительного обжатия,

100 МПа тАУ минимальное значение суммарных потерь предварительного напряжения.

Принимаем j_n=0.5.

М_b1=1,5*(1+0,22)*0,9*1,4*10^-1*49,7*19²= 4137 кН*см.

М_b1/с=4137/47,5 = 87,09 кН.

Условие Q₁£М_b1/с: 46,73 кН<87,09 кН выполняется, следовательно, поперечную арматуру в плите не устанавливаем.

На приопорных участках длиной l/4 арматуру устанавливаем конструктивно Æ4 Вр-I с шагом S=h/2=22/2=11 см, в средней части пролёта поперечную арматуру не устанавливаем.

3.2 Расчет плиты по предельным состояниям второй группы

3.2.1 Геометрические характеристики сечения

При расчёте по 2-ой группе предельных состояний в расчёт водится двутавровое сечение плиты (рисунок 2в).

Площадь приведённого сечения:

расстояние от нижней грани до центра тяжести приведённого сечения:

момент инерции сечения:

момент сопротивления сечения:

упругопластический момент сопротивления по растянутой зоне

здесь g=1.5 для двутаврового сечения при 2f/b=207/49,7=4,2<6,0.

Упругопластический момент по растянутой зоне в стадии изготовления и обжатия W_plтАЩ=W_pl=20343см³.

Расстояния от ядровых точек тАУ наиболее и наименее удалённой от растянутой зоны (верхней и нижней) тАУ до центра тяжести сечения:

3.2.2 Потери предварительного напряжения

Расчёт потерь выполняем в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01тАУ84*. Коэффициент точности натяжения арматуры принимаем g_sp=1.0.

Потери s₁ от релаксации напряжений при электротермическом натяжении высокопрочных канатов: s₁=0.03*s_sp=0.03*600 = 18 МПа.

Потери s₂ от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами равны нулю, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Потери от деформации анкеров s₃ и формы s₅ при электротермическом способе равны нулю. Поскольку арматура не отгибается, потери от трения арматуры s₄ также равны нулю.

Усилие обжатия

Эксцентриситет силы Р₁ относительно центра тяжести сечения е_ор=у₀-а=11тАУ3 = 8 см.

Определим сжимающие напряжения в бетоне:

где Mg=q*l²/8=(2,07*3,0)*6,4²/8 = 31,8 кНм тАУ изгибающий момент в середине пролета плиты от собственного веса,

l=6,4 м тАУ расстояние между прокладками при хранении плиты.

Устанавливаем значение передаточной прочности бетона из условия s_bp/R_bp£0.75, но не менее 0.5В (В-класс бетона):

0,78 МПа,

0,5 B=0,5*40 = 20 МПа.

Принимаем R_bp=20МПа, тогда:

при расчёте потерь от быстронатекающей ползучести s₆ при

Итак, первые потери s_los₁=s₁+s₆=18+0,79=18,79МПа.

С учётом потерь s_los1:

Р₁=А_sp(s_sp-s_los1)=5,96*(600тАУ18,79)*10^-1=346,4МПа.

Отношение .

Из вторых потерь s₇тАжs₁₁ при принятом способе натяжения арматуры учитываются только потери s₈ от усадки бетона и потери s₉ от ползучести бетона.

Для тяжёлого бетона классов В40 и ниже s₈= 40 МПа.

Так как s_bp/R_bp<0.75 то s₉=127.9*s_bp/R_bp=112,5*0,029 = 3,26 МПа.

Вторые потери s_los₂=s₈+s₉=40+3,26 = 43,26 МПа.

Полные потери s_los=s_los₁+s_los₂=18,79+43,26=62,05МПа<100МПа, принимаем s_los= 100 МПа.

Усилие обжатия с учётом полных потерь:

Р₂=А_sp(s_sp-s_los)=5,96*(600тАУ100)*10^-1=298кН.

4.2.3 Расчёт по образованию нормальных трещин

Образование нормальных трещин в нижней растянутой зоне плиты не происходит, если соблюдается условие M_n=71,065кН*м£M_crc(M_crc тАУ момент образования трещин):

Поскольку M_ncrc (71,065<79,52), то в нижней зоне плиты трещины не образуются.

Проверим, образуются ли начальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительного обжатия.

Расчётное условие:

здесь R_bt_,_p= 1 МПа тАУ нормативное сопротивление бетона растяжению, соответствующее передаточной прочности бетона R_bp=20 МПа;

Р₁ тАУ принимается с учётом потерь только s₁, Р₁= 346,4 кН;

M_g тАУ изгибающий момент в середине пролёта плиты от собственного веса, M_g=31,8 кН*м.

Вычисляем: 1.12*346,4*(8тАУ5,72)£1*10^-1*20343,5+31,8,

884,57 кН*см<2066,2 кН*см.

Условие выполняется, значит, начальные трещины в верхней зоне плиты от усилия предварительного обжатия не образуются.

4.2.4 Расчёт прогиба плиты

Для однопролётной шарнирно опертой балочной плиты прогиб можно определить по формуле:

где 1/r тАУ кривизна оси элемента при изгибе.

Кривизна оси элемента, где не образуются трещины при длительном действии нагрузки:

где j_b₁= 0.85 тАУ коэффициент, учитывающий снижение жесткости под влиянием неупругих деформаций бетона растянутой зоны;

j_b₂ тАУ коэффициент, учитывающий снижение жёсткости (увеличение кривизны) при длительном действии нагрузки под влиянием ползучести бетона сжатой зоны при средней относительной влажности воздуха выше 40%, равна 2;

j_b2 тАУ то же, при кратковременной нагрузке равна 1.

Так как в растянутой зоне плиты трещины не образуются, то кривизна оси (без учета влияния выгиба):

где тАУ кривизна соответственно от кратковременных и от постоянных и длительных нагрузок,

Тогда прогиб будет равен:

От постоянной и длительной временной нагрузок:

Тогда прогиб будет равен:

Тогда полный прогиб будет равен:

4.3 Проверка панели на монтажные нагрузки

Панель имеет четыре монтажные петли из стали класса А-1, расположенные на расстоянии 70 см от концов панели (рисунок 3а). С учётом коэффициента динамичности k_d=1.4 расчётная нагрузка от собственного веса панели:

где собственный вес панели; b_п тАУ конструктивная ширина панели; h_red тАУ приведённая толщина панели; r тАУ плотность бетона.

Расчётная схема панели показана на рисунке 3б. Отрицательный изгибающий момент консольной части панели:

Этот момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов. Полагая, что z₁=0.9*h₀=0.9*19=17.1 см, требуемая площадь сечения указанной арматуры составляет:

что значительно меньше принятой конструктивно арматуры 3Æ16 А-II, А_s=5,96 см².

При подъёме панели вес её может быть передан на две петли. Тогда усилие на одну петлю составляет

Площадь сечения арматуры петли

принимаем конструктивно стержни диаметром 14 мм, А_s=1,539 см².

3. Проектирование неразрезного ригеля

3.1 Определение нагрузок

Предварительно задаёмся размерами сечения ригеля

Длина ригеля в середине пролёта

Длина крайнего ригеля

Из таблице 1, постоянная нагрузка на 1м²ригеля равна:

тАУ нормативная Па

тАУ расчётная Па

временная нагрузка

тАУ нормативная Па

тАУ расчётная Па

Нагрузка от собственного веса ригеля:

с учётам коэффициента

с учётом коэффициента

Итого

Временная с учётом коэффициента

Полная расчётная нагрузка

3.1.1 Вычисление изгибающих моментов в расчётной схеме

1) Вычисляем опорные моменты и заносим в таблицу

2) Вычисляем опорные моменты при различных схемах загружения и заносим в таблицу.

Таблица 2 тАУ Ведомость усилий в ригеле

№ п/п	Схема загружения			Опорные моменты
				М₂₁		М₂₃			М₃₂
1
2
3
4
№ нагр	Опорные моменты			Пролётные моменты			Поперечные силы
	М₂₁	М₂₃	М₃₂	М₁	М₂		Q₁	Q₂₁		Q₂₃
1+2	208,46	109,02	109,02	159,34	12,64		130,61	198,41		82,48
1+3	142,78	149,03	149,03	217,11	83,76		61,75	110,21		157,83
1+4	235,51	181,92	138,36	148,94	50,87		126,22	202,8		157,83
(1+4)'	164,85	164,85	132,67	176,96	69,82		137,71	191,31		152,38

Вычисляем пролётные моменты и поперечные силы

1) кН.

кН м.

кНм.

кН

кНм.

2) кН.

кН м.

кНм.

кН

кНм.

3) кН.

кН м.

кНм.

кН

кНм.

3.1.2 Перераспределение моментов под влиянием образования пластических шарниров

Наибольший опорный момент уменьшаем на 30% по схеме загружения 1+4

кНм

кНм.

кНм

Находим поперечные силы

кН.

кН м.

кНм.

кНм.кНм.

кН

кН. м.

кНм.

Рисунок 3 тАУ Эпюры моментов

а) тАУ эпюры по схеме загружения

б) тАУ выравнивающая эпюра

в) тАУ перераспределённая эпюра

3.2 Расчёт прочности ригеля по сечениям нормальным к продольной оси

Высоту сечения ригеля подбираем по опорному моменту М=164,85 кНм при ξ=0,35.

По заданию марка бетона В40, арматура АV. Определяем граничную высоту сжатой зоны.

ξ_R=

где =0,85тАУ0,008В·22В·0,9=0,69

МПа

МПа (<1)

Высота сечения ригеля при ширине сечения 200 мм

Так как b принимается в пределах , то для согласования этих размеров принимаем b=150 мм, тогда

см

Полная высота сечения

см

Подбираем сечение арматуры в различных сечениях ригеля

Сечение в первом пролёте

М=176,96 кНм

α_m=

Из таблицы находим η=0,81

А_s= см²

Принимаем 4Ø16 АV см²

Сечение во втором пролёте

М = 83,76 кНм

α_m=

Из таблицы находим η=0,92

А_s= см²

Принимаем 4Ø10 АV см²

Сечение на первой опоре со стороны первого пролёта

М = 235,51 кНм

α_m=

Из таблицы находим η=0,715

А_s= см²

Принимаем 4Ø20 АV см²

Сечение на первой опоре со стороны второго пролёта

М = 149,03 кНм

α_m=

Из таблицы находим η=0,846

А_s= см²

Принимаем 4Ø14 АV см²

3.3 Расчёт прочности ригеля по сечениям наклонным к продольной оси

Диаметр поперечных стержней определяют из условия сварки их с продольной арматурой d=20 мм и принимают равным d_sw=6 мм. На приопорных участка устанавливаем поперечную арматуру с шагом S=15 см, в середине пролёта S==35 cм.

Принимаем 2 каркаса d_sw=6 мм см² арматура класса АIII

МПа

Н/см

Проверяем условие обеспечения прочности сечения

<1075,4→ условие прочности удовлетворяется

Требование см>15 см→ требование удовлетворяется.

Рассчитываем прочность по наклонному сечению:

Для этого вычисляем кНм так каккН/cм<0,56g_sw=0,56В·1075,4 = 602,22 кН/cм

см<3,33В·h₀=3,33В·44 = 146,52 см

При этом кН>49,9 кН

Поперечная сила в вершине наклонного сечения

137,71В·10³-407,3В·134,04 = 83,12 кН

Длина проекции наклонного сечения

Условие прочности >83,12→прочность обеспечивается.

3.4 Построение эпюры материалов ригеля в крайнем и среднем пролёте

Рассмотрим сечение первого пролёта

4Ø16 АV см² h₀=44cм

кНм

Арматуру 2 Ø16 доводим до опор 2Ø16 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø16 АV см²

кНм

Сечение во втором пролёте

4Ø10 АV см²

кНм

Арматуру 2 Ø10 доводим до опор и 2Ø10 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø10 АV

см²

кНм

Сечение на первой опоре со стороны первого пролёта

4Ø20 АV см²

кНм

Арматура 2 Ø20 доводим до опор и 2Ø20 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø20 АV см²

кНм

Сечение на первой опоре со стороны второго пролёта

4Ø14 АV см²

кНм

Арматура 2 Ø14 доводим до опор и 2Ø14 обрывается

Определяем момент воспринимаемый сечением арматуры 2Ø14 АV см²

кНм

Определяем места теоретического обрыва продольных рабочих стержней и длину их анкеровки.

1029,6 кН/м

Поперечные силы в местах теоретического обрыва стержней определяем по эпюре Q

1) Q₁=76,15 кН; d=18

см<20В·d=20В·1,8=36

2) Q₂=89,43 кН; d=18

см<20В·d=20В·1,8=36

3) Q₃=160,78 кН; d=1,8

см<20В·d=20В·1,8=36

4) Q₄=135,63 кН; d=12

см<20В·d=20В·1,2=24

5) Q₅=76,53 кН; d=16

см<20В·d=20В·1,6 = 32

6) Q₆=76,53 кН; d=16

см < 20В·d=20В·1,6 = 32

Рис. 4 Эпюра материалов ригеля

4. Расчёт прочности колонны

4.1 Сбор нагрузок на колонны

Сетка колонн 5,9х6,4 м, высота первого этажа 4,2 м, высота последующих 4,2 м, количество этажей 3. Нормативная нагрузка 3,5 кПа, район строительства тАУ г Кострома. IV тАУ снеговой район.

Бетон В 25 МПа, , арматура АII Мпа

Таблица тАУ Сбор нагрузок на 1 м² на колонну

№ п/п	Наименование нагрузок	Нормативная Нагрузка кН	Коэффициент надёжности	Расчётная нагрузка
1	Покрытие а) вес кровли б) вес ж/б плиты в) вес ригеля	2,11 2,8 0,31	1,1 1,1 1,1	2,32 3,08 0,34
	Итого нагрузка	5,22		5,74
2	Временная от снегового района	1,5	1,4	2,1
3	Перекрытие Вес констр. пола и плиты перекрытия вес ригеля	3,65 0,31	1,1 1,1	4,02 0,34
	Итого постоянная	3,96		4,36
4	Временная на перекрытие длительная кратковременная	3,5 2,45 1,05	1,2 1,2 1,2	4,2 2,94 1,26
	постдлительная нагр. на перекрытие	6,41		7,3