Розрахунок поперечної арматури ригеля.

Q_W1_в1R_ввh₀=0.30.8851.111503072,5=730490,06>337848H;

_в1=1-0,01R, R_в-в Мпа;

_в1=1-0,0111.5=0,885;

_W1=1.05-1.3 

Прийняті розміри перерізу достатні.

Необхідність постановки поперечноі арматури за розрахунком перевіряєм в найбільш небезпечному бетонному перерізу за умови

Q_в3 (1+_п)R_вt вh₀ ,

де _в3=0,6;

_n – коефіціент, який враховує вплив поздовжніх сил.

При N=0 _n=0

3378480,6903075,2=121824 Н.

Умова не виконується, тому необхідно ставити поперечну арматуру (поперечні стержні каркасу у ригелі) за розрахунками.

Діаметр поперечних стержнів зварених каркасів призначаємо, виходячи з умови зварки d_n0.25d / d – діаметр поздовжньої робочої арматури /.

Призначаємо: d_n=8мм0,2520=5 мм.

Із прийнятої схеми армування ригеля випливає, що кількість поперечних стержнів n_W в розрахунковому перерізі дорівнює 4.

Площа перерізу прийнятих стержнів:

А_W=40,503=2,01см².

Поперечні зусилля, які сприймаються поперечними стержнями на одиниці довжини ригеля рівною 1 см, визначаємо за залежністю:

,

де _в2=2;

_f – коефіціент, який враховує вплив стиснутих полиць обмеженої ширини(0)

Перевіряємо виконання умови:

q_sW0.5_В3 (1+_n+_f)R_вtв=0,50,619030=810Н/см < 1005,34 Н/см.

Умова виконується, для подальших розрахунків використовуємо значення

q_sW =1005,34Н/см

Потрібний крок поперечних стержнів:

,

Максимальний крок поперечних стержнів не повинен перевищувати S_max:

де _вн=1,5 .

За конструктивним розумінням відстань між поперечними стержнями приймаємо на приопорних ділянках (які дорівнюють при рівномірних навантаженнях ¼ прольоту l₀); при висоті перерізу h  450 мм- не більше 150 мм; на останній частині прольоту – не більше ¾ h та не більше 500 мм.

Отже, приймаємо найменший з усіх значень, крок поперечних стержнів S=150мм на приопорних ділянках та в середині прольоту – S=3/4 h=60 см.

При конструюванні каркасів рігелів робоча поздовжня та поперечна арматура повинна ставитись за епюрою матеріалів згідно з епюрами зусиль М та Q.

2.3 Розрахунок середніх колон

Розрахунок колони починаємо із визначення навантажень, які припадають на одну колону.

Таблиця 2.3.1 - Збирання навантаження на колону

Навантаження	Нормативне навантаження	Коеф-т надійності	Розрахункове навантаження
Асфальтобетонна підлога 0,05-18000-48 Залізобетонна плита 3000-48 Ригель 9310-5,6 Власна вага колони 0,5-0,4-6-25000 Тимчасове тривалодіюче навантаження 9000-0,7-48	43200 144000 45864 30000 302400	1,2 1,1 1,1 1,1 1,2	51840 158400 50450 33000 362880
Всього тривалодіючого навантаження Тимчасове короткочасне навантаження 9000-0,3-48	129600	1,2	656570 155520
Всього	695064		812090

При трьохповерховій будівлі повне розрахункове навантаження на рівні обрізу фундаменту

N=8120902 = 1624180 H