Примеры расчета железобетонных конструкций зданий - Кувалдин А.Н., Клевцова Г.С.

Author: Кувалдин А.Н. Клевцова Г.С.
Tags: строительство строительные конструкции железобетонные конструкции строительство зданий
Year: 1976
Similar
Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий (примеры расчета)
Лёгкие металлические конструкции зданий и сооружений
Сейсмостойкие конструкции зданий. Справочник
Санитарно-техническое оборудование зданий. Примеры расчета
Text
                    А. Н. КУВАЛДИН, Г. С. КЛЕВЦОВА
ПРИМЕРЫ
РАСЧЕТА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
ЗДАНИЙ
ИЗДАНИЕ ВТОРОЕ,
ПЕРЕРАБОТАННОЕ И ДОПОЛНЕННОЕ
Допущено
Главным управлением кадров и учебных заведений
Минмонтажспецстроя СССР в качестве учебного пособия
для строительно-монтажных специальностей техникумов
МОСКВА СТРОИИЗДАТ 1976

УДК lUfitMl
I'piiPHif и г: канд. техн. наук доц. В. П. Артемьев (МИСИ
им \\ \\ Куйбышева)
К уи4|лдин А. Н., Клевцова Г. С. Примеры расчета железо-
Ot'iu'i'itiK конструкций зданий. Учеб. пособие для техникумов.
И и) ; ,. псрсраб. и доп. М., Стройиздат, 1976, 288 с.
Приведены расчеты элементов конструкций гражданских
и промышленных здиний. Даны необходимые для расчета и
кстп руирования железобетонных конструкций
вспомогательные то.шцы, указания по конструированию, таблицы
объемных масс материалов, нагрузок и коэффициентов перегрузки,
а тпкж'> таблицы для статического расчета балок и рам.
Хчгпное пособие предназначено для учащищя
строительных техникумов.
Tan л. 33, рис. 143, список лит.: 22 назв.
017(01)—76
(g) Стройиздат, 197|>

ПРЕДИСЛОВИЕ
В соответствии с «Основными направлениями развития народного
хозяйства СССР на 1976—1980 годы», утвержденными XXV съездом КПСС,
заводское изготовление сборных железобетонных конструкций и деталей увеличится
в 1,2—1,3 раза. Возрастут и требования к их качеству. Настоящее учебное
пособие призвано помочь будущим техникам-строителям овладеть
практическими приемами проектирования элементов сборных железобетонных
конструкций. Как и в первом издании, в пособие включены наиболее часто
встречающиеся при дипломном проектировании расчеты элементов железобетонных
конструкций 1ражданских и промышленных зданий и два примера расчета
сборного железобетонного балочного перекрытия многоэтажного здания при
полном и неполном каркасе.
В приложениях приведен необходимый для курсового и дипломного
проектирования нормативный и справочный материал, что должно облегчить
учащимся процесс проектирования.
При переиздании с учетом практики учебной работы в книгу включены
новые примеры, поэтому некоторые примеры первого издания исключены, а
ряд примеров значительно сокращен главным образом за счет исключения
расчетов по деформациям и на трещинооЛразование. Некоторые решения
приводятся в различных вариантах.
Авторы старались все примеры изложить в простой, доступной для
понимания учащихся техникумов форме. В ряде примеров детально описан сбор
нагрузок, вызывающий обычно большие затруднения. Примеры
иллюстрированы подробными рисунками по конструированию рассчитанных элементов.
Многие из конструктивных решений заимствованы из типовых проектов.
Переход на международную систему единиц (СИ) может вызвать у
студентов техникумов некоторые затруднения. Поэтому в ряде примеров
окончательные результаты вычислений, выполненных в системе единиц МКГСС,
переведены в единицы системы СИ. Перевод осуществляется достаточно просто,
при этом используются следующие округленные соотношения между
единицами системы МКГСС и СИ: 1 кгс=10 Н; 1 тс=Ю кН и Г кгс/сма=
=0,01 кН/см2=0,1 МПа.
Авторы приносят глубокую благодарность канд. техн. наук Е. А.
Чистякову я канд. техн. наук, доц. В. П. Артемьеву за ценные замечания и указания,
в значительной мере способствовавшие успешному завершению работы над
книгой, а также выражают признательность Г. А. Романовой, 'выполнившей
ряд иллюстраций и таблиц приложений.
Авторы с благодарностью примут все замечания и пожелания по
содержащий ННКПИ.
1* Кувалднн А. Н., Клевцова Г. С

Раздел 1
РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙ
ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Пример 1
РАСЧЕТ ДВУХСЛОЙНОЙ ПАНЕЛИ
СОВМЕЩЕННОЙ КРЫШИ
Определить основные размеры и армирование рядовой
сборной двухслойной керамзитобетонной панели совмещенной
вентилируемой крыши жилого здания со стенами толщиной 400 мм.
Верхний слой панели ов из керамзитобетона марки М 50 с
объемной массой в высушенном состоянии 900 кг/м3; нижний слой
толщиной 6Н=45 мм из армированного керамзитобетона марки
М 150 с объемной массой в высушенном состоянии 1600 кг/м3. В
верхней зоне панели имеются сквозные вентилирующие каналы
в)
5800
Т
6330
L = 6980
1 = 6
Г
гтшщщщщищщщпитт
ч
ifJfJ'J/T/W7l ^^щ
Рис. 1. Двухслойная керамзитобетонная
панель совмещенной крыши
а — схема вонструкцкн; б —расчетная схема; / —
верхний слой панели; 2—нижний слой панели; 3 —
карниз
Рис. 2. Конструкция крыши
1 — четыре слоя толь-кожн; 2 — верхний слой яаив-
ли; 3 — нижней слой панели; 4 — слой гравия. йтО*-
леввого в мастику

диаметром бОшс шагом 165 мм, в торце панели — карниз
шириной 650 мм (рис. 1). Расстояние в свету между внутренней и
наружной продольной стеной 5800 мм. Уклон крыши i«l%.
Конструкция крыши показана на рис. 2. Поверх панели на
битумной мастике уложен гидроизоляционный ковер, состоящий из
четырех слоев толь-кожи. На ковер уложен слой гравия
толщиной 20 мм, втопленного в мастику.
Влажностный режим помещений нормальный. Расчетная
температура внутреннего воздуха /В=20°С, наружного tB=c— 30°С.
Нормативная снеговая нагрузка рп=\50 кгс/м2=Л,5 кН/м2.
1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ТОЛЩИНЫ
ВЕРХНЕГО СЛОЯ ПАНЕЛИ бв ИЗ УСЛОВИЯ
ДОПУСТИМОГО СОПРОТИВЛЕНИЯ ТЕПЛОПЕРЕДАЧЕ
[18]
Требуемое сопротивление теплопередаче находим по формуле
#!? =
С*-'*)"
А/иОв
Согласно данным табл. 1 [18]» для бесчердачных покрытий
коэффициент, зависящий от положения наружной поверхности
ограждения по отношению к наружному воздуху, может быть
принят /i=l. Коэффициент теплоотдачи внутренней поверхности
панели, поданным табл. 6 [18], принят; ав=7,5 ккал/(м2-чХ
Х°С)=8,7 Вт/(м2-°С). Нормируемый температурный перепад
для бесчердачных покрытий жилых зданий в соответствии с
табл.2 [16J A*H=4°C.
Подставляя числовые значения в вышеприведенную
формулу, получим:
= 1,44 м*'С/Вт.
Расчетная объемная масса керамзнтобетона с учетом
установившейся влажности при нормальном влажностном режиме
помещений, в соответствии с данными табл. 4 [9], составляет
для верхнего слоя 900-1,08=972 кг/м3, для нижнего слоя —
1600-1,05^=1680 кг/м3
Таблица 1. Термическое сопротивление сдоев крыши
Яомер

пожням
на
ряс. 2
2
3
Слой
Четыре слоя тодь-кожв
Верхний слой панели
Нижний слой панели

Толщина
слоя
6, и
0,02
а*
0,045

Теплопроводность
ккал I Вт
м-ч-°С м.«С
0,15 0,175
0,3 0,35
0,45 1 0,52
Термическое сопротивление
м*чвС
ккал
#1=0,133
, #2=бв:0,3
#3=0,1
м'-°С
Вт
#,=0,114
#2=б.:0,35
#3=0,087

Вычисление термического сопротивления R = 6/%
отдельных слоец» крыши по формуле (7) [18] приведено в табл. 1,
где значение теплопроводности А, принято по данным табл. 1.
«фил. 2 |I8J.
И чаиас надежности расчета сопротивление теплопередаче
защитного слоя из гравия и влияние вентиляционных отверстий
не учитываются.
Коэффициент теплоотдачи наружной поверхности крыши,
согласно данным табл. 7 [18], аи=20ккал/ (м2ч-С) =
«=23,3 Вт/ (м2.°С).
Необходимую толщину бв верхнего слоя керамзитобетона
панели вычисляем по выражению [18]
R? <Яо = — + #! + *, + *, + — ,
подставляя в него найденные численные значения и решая его
относительно бв:
дв>(1,67 —1/7,5 —0,133 —0,10—1/20)0,3 =
= (1,44 —1/8,7 —0,114 —0,087 —1/20) 0,35 = 0,375 м.
Расстояние от крайней верхней точки карниза до уровня
низа панели Ai=410 мм (см. рис. 1,д). Полная высота панели у
противоположного торца Лг—<480 мм. Таким образом, при длине
ланели L=6980 мм уклон крыши составит:
йа— hx 480 — 410 л л, ,
1 = —? — =~^тг =0,01 = 1%,
L 6980 а
что соответствует заданию. При этом значении уклона полная
толщина панели у основания карниза будет 417 мм. В середине
пролета полная толщина панели А———— =449 мм=0,449 м,
что превышает ее необходимую толщину бв+о,н=0,375+0,045—
=0,42 м.
2. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ
(ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ ПЕРВОЙ ГРУППЫ)
Номинальная ширина панели Вн=1 м, конструктивная
ширина Ъ—0,99 м=990 мм.
Расчетная схема показана на рис. 1,6. Влиянием консоли
(карниза) на усилия в пролете пренебрегаем. Подсчет нагрузок
на 1 м8 крыши сведен в табл. 2.
Согласно [14], монтажная нагрузка на панель
qu = 1,5 (392 + 76) = 700 кгс/м» = 7 кН/м".
Это значение меньше значения эксплуатационной нагрузки, по
которой в дальнейшем и подсчитываются усилия в панели.
Так как номинальная ширина панели Вн—Л м, равномерно
?определенная нагрузка на панель численно равна нагрузке на
м* крыши.
6

Таблица 2. Подсчет нагрузок
Нагрузка
Защитный слой
гравия толщиной
0,02 м
Четыре слоя толь-
кожи на мастике
Верхний слой
керамзитобетона
средней толщиной
0,449—0,045=
=0,404 м
Нижний слой
керамзитобетона
толщиной 0,045 м
Итого нагрузка
от собственного
веса плиты
Снег
Полная нагрузка
Нормативная нагрузка
кгс/м*
0,02-1500=
=30
12
0,404-972=
=392
0,045-1680=
=76
gH = 510
p" = 150
9" = 660
кН/м*
0,02-15=0,3
0,12
0,4049,72=
=3,92
0,045-16,8=
=-0,76
^ = 5,1

коэффициент

перегрузки
1,3
1,2
1,2
1,2
—
р« = 1,5 1,4*
<?8 = 6,6
— .
Расчетная нагрузка
кгс/м1
39
14,4
480
91
?=624,4
210
(7 = 834,4
кН?м*
0,39
0,144
4,8
0,9
^ = 6,244
2,1
<7 = 8,344
* Принято согласно п. 5.7 [15] при gH/pB=510/150«5,l/l,5«=3,4>2.
Наибольший изгибающий момент от расчетной нагрузки
о/» 834,4.6*
М=3—= = 3760 кгсм = 37,6 кНм.
8 8 .
Наибольшая поперечная сила *~ "~
Л ql 834,4-6
Q = — = : = 2500 кгс = 25 кН.
г2 2
Сжатая зона бетона будет целиком располагаться в верхнем
слое керамзитобетона, поэтому, пренебрегая для упрощения
расчета вентиляционными отверстиями, расчетное сечение может
быть принято прямоугольным шириной Ь=990 мм=99 см и
высотой /i=449 мм=44,9 см.

Защитный слой h9,0 должен быть не менее 20 мм, поэтому
расстояние от нижней поверхности панели до центра тяжести
сечения арматуры принято а=30 мм=3 см. Таким образом,
рабочая нысота th=n — с=44,9 — 3=41,9 см.
По тнбл. IV. 1 прил. IV, с учетом п. 1«б» примечания, для
марки бетона М 50 расчетное сопротивление сжатию i?np=
— 0,85 -23=,19,5 кгс/см2=0,195 кН/см2. Коэффициент
М > 376000
V°"^^_ 19.5.99.41.9- -0'»1-
По табл. V.1 прил. V этому значению соответствует
относительная высота сжатой зоны ?=<0,12.
Необходимое сечение арматуры класса A-II
F»>lbhQ(RnplRa) =0,12-99-41,9 (19,5/2700) =3,6 си*.
Принимаем 601OAII с FR=4,7l ом2. При этом
^а 4,71
Р = ГГ- = ™ \< » =0,0011.
г Ыц 99-41,9
Поперечная сила Q = 254)0 кгс=25 кН меньше величины
0,35 ЯщМ=0,35.19,5-99.41,9=28300 кгс=283 кН.
Следовательно, принятое сечение панели удовлетворяет требованиям
п.3.30 [14]. По табл. IV.1 ярил. IV, с учетом п. 1 «б» примечания,
расчетное сопротивление растяжению бетона марки М 50 на
пористых заполнителях #р—0,85- 2,8=2,38 кгс/см2. Величина
1.25 ki /?р&А0=1-,25-0,4-2,38-99-41,9=4930 кгс=49,3 кН больше
Q=2500 кгс=25 кН, следовательно, расчет поперечной
арматуры не требуется. Однако в соответствии с указаниями п. 9 прил. I
предусматривается поперечная арматура из стержней 04BI в
крайних четвертях панели с шагом 150 мм, в средней части — с
шагом 300 мм.
3. РАСЧЕТ ПРОГИБА
(ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ ВТОРОЙ ГРУППЫ)
Для упрощения расчета прогиба сделаны следующие допущения, не
вызывающие существенных погрешностей:
вся снеговая нагрузка принята длительно действующей;
увеличение марки керамзитобетша нижнего слоя панели не
учитывается, поэтому расчетное сечение принято прямоугольным: шириной Ь=99 см
и рабочей высотой /10=41,9 см.
Согласно [14], коэффициент перегрузки равен 1, поэтому нагрузка при
расчете предельпых состояний второй группы численно равна яорнативной
Изгибающий момент от полной нагрузки
а*р 660-6*
M*=JL-~- =—тт- =2970 жгсм = 29,7 кНм.
8 8
Коэффициент армирования
Рш 4,71
^=-»г=»1и=0-00106-

По табл. IV.3 прил. IV начальный модуль упругости керамзитобетона
марки М50 при объемной массе заполнителя 1000 кг/im3 ?б=;50 000 кгс/ом2=
= 500 кН/см*
Отношение модулей упругости арматуры и бетона
п = EJE6 — 2 100 000/50 000 = 21 000/500 = 42.
Момент сопротивления сечения для растянутой грани с учетом
неупругих деформаций
Wi= (0,292+0,75.2^/1) Ьh* = (0,292+ 1.5-0,00106-42)-99-44,9> =
= 71 300 см3.
Изгибающий момент, соответствующий образованию трещин,
MT = #plI Wr = 4,2-71 300 = 300000 кгс-см = 3000 кгс-м = 30 кН-м,
где #рц = 4,2 кгс/см2=0,042 кН/см2 (принято по табл. IV, 2 прил. IVJ.
Несущая способность сечения
МВес = ^а^аЛо (l — 0,5 ц -р-) = 4,71 -2700-41,9 X
/ 2700 \
X ( 1 — 0,5-0,0011 ——— =490 000 кгс-см = 4900 кгсм =49 кН-м,
что больше, чем 1,2 Aft = l,2 RviiWr= 1,2-3000=3600 кгс-м=36 кН-м.
Таким образом, сечение арматуры панели значительно больше, чем в
элементах со слабым армированием.
Кроме того, М?>М*. Следовательно, трещины, нормальные к оси
панели, не образуются, и кривизна может быть вычислена по формуле
1 Мвс
р fen?6/n '
Коэффициент, учитывающий увеличение деформаций вследствие
ползучести бетона от длительного действия нагрузки, при средней относительной
влажности воздуха выше 40% принят с=2. Для бетона на пористых
заполнителях ь.п=0,7. Сечение арматуры невелико, поэтому центр тяжести
сечения панели можно считать расположенным в середине ее высоты. В этон
случае приведенный момент инерции
bh* 99-44 9*
./„ = -^-+nfa (0,5А-а)» = ^—+42-4,71 (0,5-44,9-3)* =
= 8,15-10» см*.
Подставив в формулу численные значения, получим:
1 , 297:000.2 м ч
Т= o.7.Hw.a.H.ia» =2-09'°~5l/c»-
Прогиб панели составят:
f=~- — Р = -^- 2,09-НГ5.600» = 0,78 см,
что значительно меньше допускаемого прогиба [f]=,/W=600/200=3 -см^

4. КОНСТРУКЦИЯ ПАНЕЛИ
Конструкция панели и ее армирование показаны на рис. 3.
Основмнн продольная арматура панели (601OAII),
расположенная в нижнем слое панели, с помощью поперечных стержней
05ВI объединена в сетку С-1. Поперечная арматура из
стержней 04ВI с шагом 150 мм с помощью продольных стержней
06В1 объединяется в каркасы Кр-1, устанавливаемые у
боковых граней панели. В верхней части панель армируется
конструктивно сеткой С-2 с ячейками 200X200 мм из арматуры 05BI.
Рис. 3. Конструкция двухслойной керамзитобетонной панели
крыши
совмещенной
Карниз в верхней части армируется конструктивно
продольными стержнями 06BI длиной около 2 м, объединяемыми в
сетку С-3 поперечными стержнями 04BI с шагом 200 мм. В
нижней части карниз армируется гнутой сеткой С-4 с ячейками 180х
Х2О0 мм из арматуры 04BI. Монтажные петли П-1
изготовлены из арматурной стали 012AI. Выступающие части петель
размещаются в специальных углублениях панели.
П рнмер 2
РАСЧЕТ ПАНЕЛИ ПЕРЕКРЫТИЯ
Рассчитать на прочность сплошную панель междуэтажного
перекрытия жилого дома. В соответствии с расположением стен
здания размеры панели в плане 5,7X3,18 м. Высота данели
100 мм. Марка бетона М 200. Расчетное сопротивление сжатию
по табл. 1V.1 прил. IV с учетом коэффициента m6i=0,85
согласно п.1 «б» примечания равно:
Яир = 0,85-90 = 76 кгс/см* = 0,76 кН/см*.
10

Таблица 3. Подсчет нагрузок
Нагрузка
Штучный паркет,
6=18 мм
Прослойка из
холодной мастики,
6 = 2 мм
Цементно-песчаная
стяжка, 6 = 20 мм

Древесноволокнистые плиты,- б=
=30 мм

Гидроизоляционный слой
Железобетонная
панель, h= 100 мм
Итого
постоянная нагрузка
Полезная нагрузка
Полная нагрузка
Нормативная нагрузка
кгс/м2
0,018-800=
=15
0,002-1000=
=2
0,02-1800=
=36
0,03-200=6
3
0,1-2500=
=250
312
200
512
кН/м»
.0,018-8=
=0,15
0,002-10=
=0,02
0,02-18=
^0,36
0,03-2=0,06
0,03
0,1-25=2,5
3,12
2
5,12

Коэффициент

перегрузки
1,2
1,3
1,3
1г2
1,2
1,1
—
Расчетная нагрузка
кгс/м*
18
2,6
46,8 '
7,2
3,6
275
353,2
г
1,3 ¦ 260
—
кН/м2
0,18
0,026
0,468
0,072
0,036
2,75
3,532
2,6
(7=613,2 ?=6,132
Класс основной рабочей арматуры A-III и B-I.
Конструктивная арматура и подъемные петли — из стали класса A-I. Пол
перекрытия — из штучного паркета по цементно-песчаной
стяжке по типу П-67 [17]. Полезная нагрузка 200 кгс/м2=2 кН/м2.
Расчет выполняем в двух вариантах: при свободном
опирании панели по ©сему контуру и при свободном опирании панели
по трем сторонам и свободной от закрепления четвертой
стороне длиной 3,18 м. Подсчет нагрузок на 1 м2 перекрытия
приведен в табл. 3.
1. РАСЧЕТ ПРИ СВОБОДНОМ ОПИРАНИИ ПАНЕЛИ
ПО ВСЕМУ КОНТУРУ
Панель рассматривается как пластинка, свободно опертая
по контуру. На рис. 4 опоры опоказаны пунктиром.
Можно полагать, что в самом невыгодном положении оси
опор по контуру будут отстоять от краев плиты на 25 мм. В этом
11

случае расчетные пролеты плиты: /i = 3180—2«25=3130 мм=
—3,13 м и /8—6700—2-25=5650 мм=5,65 м (см. рис. 4).
Отношение /в//|«6,65/3,13=,1,8<3, следовательно, при расчете надо
учитыпять работу панели в двух направлениях.
Дли прямоугольных плит, опертых по всему контуру,
разработана подробная методика расчета по предельному равновесию
5J
Мг
L.
И
Ф-
*й
Рис. 4. Расчетная схема
панели, свободно опертой по
контуру
ЛНППЩЩЩПИНЩ.ЩЛЦ
Ьг-5,65 у
[4]. Для рассматриваемого варианта описания основная
расчетная формула метода предельного равновесия имеет вид:
qi\ ( ik '
ИЛИ
24
/a
-i.*i +
Mt
h J \ /i мх
где Mi — пролетный момент полосы шириной 6=1 м в направлении
пролета U;
М^ — пролетный момент полосы шириной 6=1 м в направлении
пролета 12.
Отношение М^Щ рекомендуется принимать в пределах:
при Щг=1 ...1,5 Afa/Afx=«1...0t2;
- при /»//!= 1,5...2 М1/М1 = 6,5...0,15;
ори Jj//X=l,8 Ma/Mj = 0,3.
Подставив эти значения в основную формулу и решив ее
относительно Ми будем иметь . •« - '
и f'l Mtlh-1 Я1\ 34,8-1 Я%
24 /»//i + 0,3 24 LB+ 0,3 И ,4
Подставляя в полученное выражение численные значения,
получим:
613.2.3,13»
Л*1«
= 523 кгс«м = 5,23 кН-м;
И.4
М, = 0,3 Af! = 0,3-523= 157 кгс.м=1,57 кН-м. *
Согласно лЛ2 прнл. I толщина защитного слоя не должна
быть меньше 10 мм. Расстояние от центра тяжести сечения
арматуры, устанавливаемой в направлении пролета U, до нижней
12

плоскости панели принято а=2 см. В этом случае рабочая
высота ho=h — a—\Q—2=8 см. Коэффициент
Mi 52 300 - Л 1Л,
А, = *— = = 0,107.
° R^bhl 76-100.8»
По табл. V.1 прил. V находим 1=0,113.
Необходимое сечение арматуры класса A-III полосы
шириной Ь=\00 см в направлении пролета 1\ при RtrpfR&=76/3400=
=0,0224
1/7а = $ЬЛо(^пр/Яа) = 1.113.100- 80,0224 = 2 см».
Принимаем 508AIII с Fa=2,52 см2>2 см2. Таким образом,
арматура располагается в плане с шагом 1000/5=200 мм.
Расстояние от центра тяжести сечения арматуры,
устанавливаемой в направлении пролета /2» до нижней плоскости панели
может быть принято а«2Дсм. Рабочая высота при этом будет
/г0—10—2,6=7,5 см. Коэффициент
л.= -!±— = 1S70° =о,озб8. ¦-"*"'
R„P»A| 76.100-7,5"
" Соответствующее значение |=0,038, Необходимое сечение
арматуры класса B-I полосы шириной Ь—Л00 см в направлении
пролета 12 при #щ/#а=76/3150=0,0242
Гл = 0,038.1007,5.0,0242 = 0,69 см*.
Минимально необходимое сечение арматуры согласно
указаниям п. 1 прил. I
Fu = 0,001 Ь А, = 0,001-100.7,5 = 0,75 см*.
Принимаем 505BI q i7a=0,98 см2.
По краям плиты в направлении пролета 1% устанавливаются
стержни 08АШ (рис. 5). Арматуру в обоих направлениях
сваривают в сетку с ячейкой 200X200 мм.
В панели предусмотрено шесть отверстий* для стропов при
йонтаже в горизонтальном положении, Такое расположение
стропов позволяет исключить возможныеискривления панели,
поэтому расчет на мрдагажн^ #й^узки й^<^^водим.
И*.

Vy
г
¦^r
5700
•\bJ~
\
J
~Ja
Л-А
фЗАЩ -Зля J и Ц Вариантов 16Ф8кШ для Т варианта
\ \ \ 16ФЭАШ для Еварианта
Ж
\
К-
200\
\200
> +¦ >¦
фЩ
200
200
S700
через 200
Ш
200
ZOO
4
Ь) t , *Ш
\ „ "^ 1, 1 /
v^
•^
ч
V
'i\ -
J_
L
-^
1/
(
1
4
I
I
I
I
/
^
¦¦
г
1—
15Ф581
L
>
* . 2
^
¦л \
a_
ll
-, •,
114V
л
T~
_j^.
г
1
^
u
k=-
?
_|
i
i
|
¦j
!
!
il
!
7 i;
I §
9 5
¦ §
r ^
'3=1 !S?
-&. ,r~
чэ
] '$'
s-s
\E>
4
200 *29= 5600
!Ц
5B90
eo\ps
f>J
¦3-
* Tis Г
^,ф!2А1
J
30
ФМТ-
uu
Рис. 5. Конструкция сплошной панели
а — плаи н разрез плиты; б—арматурная сетка; 1 — анкерная петля; 2—подъемная
петля; 3 — отверстия для строповки при подъеме в горизонтальном положении

2. РАСЧЕТ ПРИ СВОБОДНОМ ОПИРАНИИ ПАНЕЛИ
ПО ТРЕМ СТОРОНАМ
5,7
^
J- —-
ЪЧ
т~-в*1
?) !
HlHIIIIIHIHUni
J-
1г=5,65
Панель рассматривается как пластинка, свободно опертая по
трем сторонам и свободная от закрепления по четвертой
стороне размером 3,18 м (рис. 6). Опоры показаны пунктиром.
Расчетные длины пролетов могут быть
приняты такими же, как и в первом
варианте.
" Для рассматриваемого вида опи-
рания методика расчета по предель- $э
ному равновесию в достаточно прос- ^
той форме не разработана, поэтому
определение изгибающих моментов
производим, пользуясь таблицами,
составленными в предположении
упругой работы материала. Подобные Рис. 6. Расчетная схема пане-
таблицы помещены во многих кни- ли- свободно опертой по трем
g, сторонам и свободной от эа-
гах по расчету железобетонных кон- кр?ления по четвертой стороне
струкций и строительной механике,
в частности в «Справочнике проектировщика» (Том расчетно-
теоретический. М., Стройиздат, 1960, с. 621). '
Интерполируя данные этих таблиц для отношения /2/Л = 1Д получаем
следующие значения изгибающих моментов в панели (см. рис. 6):
момент полосы шириной Ь=А м в направлении пролета 1у
расположенной в середине пролета 12,
Л*!= 0,105$/1 = 0,105-613,2-3,13я = 630 кгсм = 6,3 кН-м;
момент полосы шириной Ь=А м в направлении пролета
расположенной по краю свободной от закрепления стороны,
Л1? = 0,129?/? = 0,129-613.2-3,13» = 775 кгсм = 7,75 кН-м;
/ь
,момент полосы шириной Ь=>\ м в направлении пролета 1г.
расположенной в середине этого пролета,
Мг = 0,011^/5 = 0,011.613,2- 3,13* = 66 кгсм = 0,66 кН*.
Для определения необходимого сечения арматуры класса
A-III полосы шириной 6=,100 см в направлении пролета 1и
расположенной в середине пролета /2, находим коэффициент
А.=
Мг
63000
R*pbhl
~~ 76-100-8* —0,128.
Соответствующее значение |=0,138. Необходимое сечение
арматуры при /?цр/Да—.76/3400=0,0224
F* = I ЬНщ (Л«^Я.)= 0,138.100.80,0224 = 2,44 см».
15

Для полосы шириной 6=100 см, расположенной по краю
свободной от закрепления стороны панели,
Ащ-
77500
76.100-8»
= 0,156.
Соотпгтстоующее значение ?=0,17. Необходимое сечение
арматуры класса A-III при #пр/#а=0,0224
Рш = 0,17-100.8-0,0224 = 3,08 см».
LJ направлении пролета 1Х на половине плиты от ее середины
до птГюдного от закрепления края на 1 м ширины принята ар-
мптур.-i 509AIII с Fa=3,18 см2; на другой половине — 508AIII-C
,/•'«--2,52 см2. Таким образом, в направлении пролета U, как и в
первом варианте, стержни арматуры располагаются с шагом
200 мм. В направлении пролета 12 момент М2 меньше, чем впер-
ипм варианте расчета, поэтому арматура в этом направлении
принята такая же, как и в первом варианте, т. е. 505BI.
Конструкция панели второго
варианта отличается от
конструкции панели первого варианта
только диаметром арматуры на
половине, расположенной со
стороны свободного от закрепления
края (см. рис. 5).
Г
ZZZ] EZZZZ
kZZZZ2Z3 P2ZZ221
////г/л
/
/
/
/
/
УЖ/J Л
Urt**? jfo^j, lcrsr3,5
YA//ПИ Л \tttti
to
<о
Пример 3
РАСЧЕТ ВНУТРЕННЕЙ
НЕСУЩЕЙ СТЕНОВОЙ
ПАНЕЛИ
Рассчитать на прочность
стеновую панель первого этажа из
тяжелого бетона внутренней не-'
сущей стены восьмиэтажного
жилого дома. Расстояние между
стенами В=6 м. В средней части
стены имеется проем шириной
|np=ss2 м, делящий стену на
отрезки fCTi—4,5 м и /о«=3,5 м
(рис. 7J.
Высота этажа #=3м.
Междуэтажные перекрытия из много-
• !¦•> пустотных ПЛИТ ВЫСОТОЙ Лил ==
«=22 см =0,22*с. ^|фчегл1ая нагрузка от собственного веса
междуэтажного иерффтия.и пола ?д=0,4тс/м2=*4кЩ«* нот
веса совмещенной крь«^^Ф?теУ«^^5и^м2. Дом строится в
районе II по скоростному п&^у,.$&ррК в открытой местности и в
районе III но весу снеговое 1юЬ«р01йг.;,
16
Рис. 7, План »&тл

1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК
а) ВЕРТИКАЛЬНЫЕ НАГРУЗКИ
Толщина панели предварительно принята Л=.18 см=
=0,18 м>0,14 м (п.4.5 [21]). Учитывая обязательное
конструктивное армирование, объемную массу панелей из тяжелого
бетона примем 7=2500 кг/м^=2,5т/1М3.
Расчетная полезная нагрузка на перекрытия согласно
табл. III.2 прил. III принята: р=150 кгс/м2=.1,5 кН/м2 с
коэффициентом перегрузки я=1,4. При наличии семи расположенных
выше перекрытий (т=7) суммарная полезная нагрузка 2р при
расчете панелей первого зтажа может быть принята с
коэффициентом
0,6 0,6
1i = 0,3 +-т=- =0,3 + ^7= =0,53.
у т у 7
Таким образом,
2р = рптть= 1501,4-7.0,53 = 780 кгс/м» = 0,78 тс/м» = 7,8 кН/м».
В запас надежности расчета эта нагрузка принята длительно
дей ству юще й. ^-ш^шц
Согласно п.III.7 [21], расчет может прризвр^ЯъсяtW учета
членения стены на панели. Пол езде* ШЩ^ЯяЪл 1 м длины
стены составит: v-
2р(В — h)=&$$ (6 — 0,18) = 4,6 тс/ы = 46 кН/м.
Влияние проемов в стене может быть приближенно учтено
умножением на коэффициенты:
для первого отрезка стены
. /m + 0,5/np 4J5 +0,5-2
«1 — — — 1,дг;
*cti 4,о
для второго отрезка стены
, _ /ет» + 0,5/пр 3,5 + 0,5-2
Таким образом, нагрузка на 1 м длины отрезка стены
длиной 4,5 м от веса междуэтажных перекрытий и пола составит:
gm(B — A)«*i = 0,4 (6 — 0,18) 7-1,22 =20 тс/м = 200 kH/bj
для отрезка стены длиной 3,5 м
8я (В — h) мА» = 0,4 (6 — 0,18)7.1,28 = 20,8 тс/м^« 208 еН/м.
Нормативная нагрузка от перегородок согласно п.3.6 [15]
принята 0,075 тс/м?=0,75 кН/м*. Расчетная нагрузка от
перегородок на отрезок стены ten составит: 0,075(6—0,18) 7-1,22-1,4=
=6,2 Tc/Mt=62 кН/**; на отрезок стены U-I2 '• 0,075 (6—
—0,18} 7-1,28- M=$,$fc^M=:65 кН/м.
17

Расчетная высота стены в пределах этажа
/в«Я—ftM = 3 — 0,22 = 2,78 ы,
отношение
Я, =/0/А = 2,78/0,18= 15,5 > 4,
следовательно, необходимо учитывать прогиб, наибольшее
значение которого будет в пределах средней трети высоты стены,
где и следовало бы определять усилия. Однако в целях
упрощении расчета с небольшим запасом продольную силу можно
определять для сечения /—/ в уровне пола первого этажа (рис. 8).
q1sTC/M(KHM]
^
0,Ш
0,34-6
444
'3,0ф,309
0,192
0,16b
(%6М)
014$
1 [1,45,
Рис. 8.
Поперечный
разрез
здания и схемы
ветровых
нагрузок
Расчетная вагрузка от веса панелей в этом сечении на 1 м
длины
А <т + 1)//уп = 0,18 (7+1) 3-2,51,1 - 11,9 тс/м=119 кН/м.
Вычисление расчетных нагрузок при первом, втором и
третьем основном сочетании [15, п. 1.11] нагрузок приведено в табл. 4.
18

Т а б л и-щ, а 4. Подсчет вертикальных нагрузок на стену
Нагрузка
номер
1
2
3
4
5
6
7
вид
Вес крыши
Вес перекрытий и
пола
Вес перегородок
Вес панелей
Второе основное
сочетание «агру-
зок: 1+2+3+4
Полезная
нагрузка на перекрытия
Первое основное
сочетание
нагрузок: 1+2+3+4+
+5
Полезная
нагрузка на перекрытия
с коэффициентом
0,9*
Снеговая
нагрузка с
коэффициентом 0,9*
Третье основное
сочетание
нагрузок: 1+2+3+4+
+6+7
Нагрузка на 1 м отрезка стены длиной
/ст 1=4,5 м
тс/и j кН/м
0,5-бХ
XI #2=3/7
20
5,2
11,9
40,8
4,6-1,22=
=5,6
40,8+5,6=
= 46,4
5,6-0,9 =
= 5,1
0,9-0,1-6Х
ХМ-1,22=
=0,9
40,8+5,1 +
+0,9=46,8
37
200
52
119
408
56
464
51
9
468
/ст2=3.5 м
тс/м | жН/м
0,5-6Х
XI,28=3,8
20,8
5,5
11,9
42
4,6-1,28=
= 5,9
42+5,9=
= 47,9
5,9-0,9=
=5,3
0,9-0,1 -6Х
ХМ-1,28 =
42+53+
+ 1=48,3
38
208
55
119
420
59
479
53
10
483
* Коэффициент 0,9 введен в соответствии с п. 1.12 [15] и прил. I [21].
б) ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ (ВЕТРОВЫЕ) НАГРУЗКИ
Поперечные стены расположены симметрично относительно
оси здания и имеют одинаковую конструкцию, поэтому
расчетная распределенная нагрузка, приходящаяся на одну
поперечную стену, может быть определена по формуле [21, п. III.5]
q = q0c Bnk.
Нормативное скоростное давление ветра для III района
(см. [15, табл. 6] или табл. III.7 прил. III) 4о=0,45кН/м2=
I*

«•0,045 тс/ма. Сумма аэродинамических коэффициентов при
учете действия ветра с наветренной и заветренной сторон (см. [15,
табл. й] или табл. 111.9 прил. III) с=0,8+0,6=1,4.
Коэффициент перегрузки [15, п. 6,18] n=,\J2. Подставляя эти данные,
получим:
q *= 0,045-1,4-6-1,2 k = О,454ft = 4,54*.
Коэффициент k определяется по данным табл. Ш.8 прил. III
и заниеимости от высоты расположения участка стены над
поверхностью земли для местности типа А [15, п. 6.5].
Полагая, что соединение поперечных и продольных стен
нежесткое, а также учитывая, что жесткость перемычек по
сравнению с жесткостью отрезков поперечных стен мала, согласно
и. III.15 [21], величина распределенной горизонтальной
нагрузки, воспринимаемой каждым отрезком стены, может быть
определена из условия одинаковой величины горизонтальных
перемещений.
При равномерно распределенной горизонтальной нагрузкеqi
прогиб верха отрезка /Cxi может быть определен по формуле
сопротивления материалов
<М8Я)*
Прогиб верха от^Ш^тщу. нагрузке q2
По условию, 7i—/г* следовательно, Qifh = Q2/h-
Суммарная ветровая нагрузка q—gx-\-q2. Решая последние
два уравнения, получим:
Я1 = Я 1 _J_ / * qi = t{ I _L 7 •
где момент инерции сечения отрезка /CTi
ЛДт» 0,18-4,5» ^
Jl _ _ _ _ „4
и отрезка 1072
Л-
12 12
hllt2 0,18-3,53
12 "12
Подставляя эти значения, получим:
4,5s
а, = п ¦ = • -0,68;
41 ч 4,58 + 3,5» т '
3,5»
*"« 4,5-+ 3.6. =«0'32-
10

Вычисление значений k, q, Ц\ и q2 для различных участков по
высоте стены приведено в табл. 5.
Таблица 5. Подсчет значений k, q, qx и q%
Участки
стены по
высоте
(см.
рже. 8), ы
тс/м
кН/ы
те/м
кН/м
гс/н
кН/м
0—9
9—19
19—24
1
1'°+1'25=Г,125
X -у=1,325
0,454
0,51
0,601
4,54
5,1
6,01
0,309
0,346
0,409
3,09
3,46
4,09
0,145
0,164
0,192
1,45
1,64
1,92
Полученные в табл. 5 значения нагрузок входят во второе
основное сочетание. При расчете на действие третьего основного
сочетания нагрузок эти значения должны приниматься с
коэффициентом 0,9 [21, с.42; 15, п. 1.12].
2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ
В соответствии с указаниями п. III. 15 [21],отрезки стен
можно рассматривать как консольные балки. Их расчетные схемы
при действии ветровой нагрузки приведены на рис. 8.
Вычисление изгибающих моментов в сечении /—/ при
втором и третьем основных сочетаниях «агрузок сведено ов табл. 6.
Таблица 6. Подсчет изгибающих моментов
Отрезок
стены
'е.»
'ет2
Момент
Afi
Мг
Значение нонента при основном сочетании нагруюк
втором
тс-м
0,309-9.4,5+
+0,346-10-14 +
+0,409-5-21,5=
= 104,8
Mi(<fe/<7i) = 104,8X
Х(0,32/0,68) =
=49,2
кН-н
1048
492
третьем
тс-м
104,8-0,9 =
=94,2
49,2-0,9=44,3
кНы
942
443

3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ
НОРМАЛЬНЫХ СЖИМАЮЩИХ УСИЛИЙ
В наиболее неблагоприятных условиях будет находиться от-
ре.1ок птиы /,;Т| при третьем основном сочетании нагрузок (в
этом можно убедиться, выполнив сравнительные подсчеты),
поэтому дальнейший расчет производится только для этого
участка при третьем основном сочетании нагрузок.
Нормальные напряжения при действии ветровой нагрузки
могут быть вычислены, согласнопЛ1.22 [21], как для упругого
тола. Момент сопротивления сечения
hllt\ 0,18-4,5*
w=—SLL^—! : =0,607 м3.
6 6
Напряжение в крайних волокнах
а = MX}W = 942/0,607 = 156 тс/м3 = 1560 кН/м*.
Для определения расчетного нормального усилия выделяем
часть отрезка, равную l/s длины сжатой зоны, возникающей при
действии одной лишь ветровой нагрузки [21, п. П.22а], что
составит:
Ь = /стi/(2-5) = 4,5/(2-5) = 0,45 м.
Среднее напряжение от ветровой нагрузки, действующее
в выделенной части,
/ст1 Ь 4,5 0,45
0 а = 15б — = 141 тс/м8 = 1410 кЦ/м».
1 /CTi/2 4,5/2
Нормальное усилие от ветровой нагрузки
JVK = 0j bh= 14Ь0,45-0,18= 11,4 тс = 114 кН.
Это усилие является кратковременным.
Для упрощения расчета стен жилых домов разрешается
полезную и снеговую нагрузку относить к длительно действующим
[21, с.52]. поэтому длительно действующая нагрузка на
выделенную часть отрезка lCri (см. табл. 4) будет равна:
#ял = 46,8 Ь = 46,8-0,45 = 21 -^ = 210 кН.
Полная продольная сила
N = NK I #дл - П .4 + 210 = 33,4 тс = 334 кН.
4. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ПАНЕЛИ
Согласно п. 4.1 [21] панели внутренних несущих стен жилых
бескаркасных зданий высотой до девяти этажей должны, как
правило, проектироваться бетонными. Марка бетона принята
М 200 [21, п. 4.1]. Расчетное сопротивление сжатию при расчете
по первой группе предельных состояний принято по табл. IV.1
22

прил. IV, с учетам коэффициента /Пб1=0,85 (см. примеч., п. I
«б») и тб7=0,85, учитывающего бетонирование в вертикальном
положении:
#ар = 0,85-0,85.90 = 65 кгс/сыа = 0,65 кН/см*.
Эксцентрицитет равнодействующей продольных сил
согласно п. 11.13 [21] принят равным случайному эксцентрицитету:
е0=е0 =2 см.
При Х=15,5>4, как уже указывалось, необходим учет
прогиба панели путем умножения эксцентрицитета на коэффициент
Т) =
1 — N/N
кр
Условная критическая сила для бетонных элементов
прямоугольного сечения определяется по формуле
l,6E^bh ке
гкр зл» *,
Коэффициент, учитывающий влияние эксцентрицитета,
* од -ь/
Коэффициент *=г0А —2/18=0,11. Минимально допустимое
значение этого коэффициента
*ш,в = 0,5 —0,01 (/о/Л)— 0,001 #пр = 0,5 -0,01 (2.78/0,18) —
— 0,001-90 = 0,23,
где R пр—90 кгс/см2 (по табл. IV. 1 прил. IV). Так как t=
=0,11<гМИн=О,23, то
fte = — -|-0,1=0,434.
е 0,1 + 0,23 ^ ш
Коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки,
для рассматриваемого случая может быть принят:
Ы = 1 + Р (Л^да/ЛГ) -1 + 1 (210/334) = 1,63,
где р=1 принято согласно табл. 30 [14]. По табл. IV.3 прил. IV
?б=215000 кгс/см2.
^одставляя полученные значения, будем иметь
1,6-215000-4518 0,434
3-15,5» 1,63
/VKp = ' п •„ ga f^- = 102 500 кто - 102,5 тс = 1025 кН.
Коэффициент
*= , 33,4 "-49-
102,5
23

¦)-
624 см*.
Плошаль сечения сжатой зоны бетона
Несущая способность панели
Нтл = Япр Рб = 65-624 = 40 500 кгс = 40,5 тс = 405 кН,
что больше'действующей продольной силы N=33,4 тс = 334 кН.
Следовательно, как это и предусмотрено в п.4.1 [21], панели
могут быть приняты бетонными.
5. КОНСТРУКТИВНОЕ АРМИРОВАНИЕ ПАНЕЛЕЙ
В соответствии с указаниями п. 4.2 [21] конструктивное
армирование бетонных панелей, когда их несущая способность
используется более чем на 50%, должно быть двусторонним.
Площадь сечения вертикальной арматуры с каждой стороны панели
должна составлять не менее 0,3 см2/м горизонтального сечения,
горизонтальной арматуры—0,3 см2/м вертикального сечения.
Кроме того, при /0//г^10 коэффициент армирования ц, у каждой
грани должен быть не менее 0,00025.
Вертикальная арматура с каждой стороны панели принята
класса B-I, диаметром 5 мм (fa=0,196 см2), с шагом 40 см.
Площадь сечения вертикальной арматуры на 1 м длины панели:
0,196/0,4=0,49 см2/м>0,3 см2/м.
Коэффициент армирования
>1=400,1Г100=0-00027>0-00025-
С помощью поперечных стержней диаметром 4 мм, длиной
16 см стержни вертикальной арматуры объединены в плоские
каркасы (рис. 9). Горизонтальная
арматура, объединяющая
вертикальные плоские каркасы в
пространственный каркас, принята
диаметром 5 мм, с шагом 0,55:м.
Площадь сечения горизонтальной
арматуры на 1 м (высоты танели: 0,196/
/0,55^0,36 см2>0,3 см2. На рис. 9
дана только основная арматура
панели. Анкерные и монтажные петли
и закладные детали не показаны,
так как их конструкция в каждом
№ отдельном случае зависит от типа
здания и условий монтажа.
Рис. 9. Армирование панели Полагая, что перевозить и хра-
I — ояоекмв каркас; 2 —попереч- НИТЬ ПаИСЛИ будут Всегда В верТИ-
S2«?T,,",: 3-"*нзадтальйая кальном положении, проверку ороч-
I
1-2
•
—1
2
f
__i
^
•
,K
rWQ
•—i
¦
WO
1
s
о
s
24

ности от собственного веса на изгиб из своей плоскости
не производим.
При подъеме в вертикальном положении в верхней части
плиты от ее собственного веса возникает растягивающее усилие,'
равное на единицу длины
P = kKmk (Я —Лдл) Y== 1,5-0,18 (3 — 0,22) 2,5=1,87 тс =.1870 кгс.
Сечение вертикальной арматуры плиты F&=2~0,49=0,98 см2.
Напряжение в этой арматуре
а = PfFb = 1870/0,98 = 1910 кгс/сма = 19,1 кН/см»,
что меньше расчетного сопротивления арматурной стали класса
B-I, равного Яа—3150 кгс/см2=31,5 кН/ом2.'
П ример 4
РАСЧЕТ СВАЙНОГО ФУНДАМЕНТА
ПОД КОЛОННУ
Рассчитать и за конструировать свайный фундамент под
колонны каркаса гражданского здания, решенного по неполной
схеме. Сечение колонны 30X30 см. Рабочая арматура колонны
802ОАШ. Расчетная нагрузка, передаваемая колонной
первого этажа на фундамент, Af=2I8,5 тс. Сваи железобетонные,
ростверк монолитный.
Профиль участка строительства и физико-механические
характеристики грунта приведены в табл. 7. Наивысший уровень
грунтовой воды находится на отметке 143,2 м. Нормативное
давление на грунт основания свайного фундамента определяется
по главе СНиП по нормам проектирования свайных
фундаментов после выбора длины сваи.
Таблица 7. Профиль участка
Грунт
Растительный слой
Суглинок средней «плот-
яостн, 'МягхопластичаыЗ
Песок средней крупности,
средней плотности
Абсолютная
отметка
подошвы слоя, им
152,0
151,2
142,6
Глина твердая 138J
Мощность
слоя, к
од
0,8
8,6
4,5
Vo. тс/м»
1,8
1,9
1,6
Н. У. г. в
2,1
е
—
0,55
0,6
0,45
25

1. РАСЧЕТ СВАЙНОГО ФУНДАМЕНТА
а) ВЫБОР СВАЯ
Как видно из профиля участка, наиболее мощный слой — это
песок средней крупности. Очевидно, именно в этот слой будут
забиваться сваи, поэтому в данном случае целесообразнее
принять короткие висячие сваи малого поперечного сечения.
Принимаем сваи марки СУ-6,5-3, сечением 30X30 см, длиной (без
острия) 6,5 м.
б) НАЗНАЧЕНИЕ ГЛУБИНЫ ЗАЛОЖЕНИЯ РОСТВЕРКА
Монолитный ростверк под сборную колонну должен иметь
стакан для стыковки с ней, поэтому общая высота ростверка
назначается в зависимости от требуемой высоты стакана, которая
в свою очередь определяется
требуемой длиной заделки колонны.
Глубина заделки колонны в
фундамент в гражданских зданиях
обычно принимается: А3^Ьк, но не менее
30 d\. Диаметр рабочей арматуры
колонны ^i=20 мм, а ширина
колонны Ьк=30 см:
А3 = 30 cf1 = 30-2 = 60 см>30 сы.
Глубина стакана
hCT = hs±S — 6Q + 5~ 65 см.
В соответствии с [8, гл. 8],
минимальная толщина дна стакана в
ростверках 40 см. Очевидно, общая
высота ростверка может быть
принята
Н = Лст -f 40 см = 65 + 40 = 105 см.
Рис. Ю, Определение глубины
яалпжгния спайного фунда-
M/'Hht
/~гипя; I — роетмрк; Л —колонна
Так как здание отапливаемое,
глубина заложения ростверка иод
колонну средней оси не зависит от
глубины промерзания грунтов.
Располагая верхний обрез ростверка на отметке —0,15 см, получим
глубину заложения ростверка:
Ht = Я + 15 = Ю5 -f 15 = 120 см.
Как видно из рис. 10, подошва ростверка находится в слое
песка и вся свая также попадает в этот слой.
26

») ОПРЕДЕЛЕНИЕ НЕСУЩЕЙ
СПОСОБНОСТИ СВАИ ПО ГРУНТУ
В соответствии с рис. 10, нижний конец сваи расположен на
глубине 7,2 м. По табл. 1 СНиП П-Б.5-67*, расчетное давление
на основание под нижним концом сваи на глубине 7,2 м
составляет /? = 320 тс/см2, а сопротивление грунта на боковой
поверхности сваи на глубине 4,2 м, соответствующей середине длины
сваи, /=5,3 тс/м2.
В соответствии с главой СНиП, по нормам проектирования
свайных фундаментов несущая способность висячей сваи
Pc^kmiRF + VZftlt),
где k=0,7— коэффициент однородности грунта;
/п= 1 — коэффициент условий работы;
V=4X0,3— периметр сваи.
Свая проходит в пределах одного слоя грунта, поэтому
формула принимает вид:
P^^kmiRF + Vftl,).
Значит, несущая способность одной сваи
^« = 0,7.1 (320-0,09+ 4-0,3-5,3-6)-0,7-1.67 = 46,9 тс.
г) ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗКИ НА КУСТ СВАЙ
На куст свай, устраиваемый под каждой колонной,
действует нагрузка от этой колонны. В соответствии с заданием она
равна Af—218,5 тс. Тогда расчетную нагрузку для второй группы
предельных состояний можно определить как
Nn = Njncv = 218,5/1,2 =182 тс,
где Пер — усредненный коэффициент перегрузки, равный 1,2 в соответствии
с указаниями i[8].
д) ОПРЕДЕЛЕНИЕ ТРЕБУЕМОГО КОЛИЧЕСТВА СВАИ
При определении требуемого количества свай необходимо
учесть вес ростверка и грунта, лежащего на его обрезаич.
Условно считаем, что на одну сваю приходится вес ростверка
площадью 3dX&2=t(3d)2 при минимальном шаге свай 3d и
средней объемной массе грунта и ростверка yQ9=2 т/м3. Расчетный
вес ростверка и грунта может быть выражен произведением
(3d)2 Hiycpn, тогда требуемое количество свай
^ N 218,5 218-5
ПСЛ Л» — (З^ЯхУсрЯ ~ 46,9 — (3-0,3)4,2.2. 1,1 ~44-76~~4* *
Принимаем лять свай.
27

с) ОПРЕДЕЛЕНИЕ ГАБАРИТОВ РОСТВЕРКА
Сваи располагаем в шахматном порядке, как показано на
рис. 11. Минимально допустимое расстояние между осями свай
а любом направлении 3d^70 см. При шахматной расстановке
минимально допустимое расстояние между сваями одного ряда
4,25df>100 см; в данном
случае (при J=30 см) 4,25-30=
= 127,5 см> 100 см.
Принимаем расстояние между осями
свай одного ряда по 130 см в
обоих направлениях. При этом
ростверк получается
квадратным, что соответствует
квадратному сечению колонны.
3
?
50(1
S
?
?
№
т
S|,.J!»
650
1300
SUB
L
1906
X*»,
L
u_
—, 1
\
/
i . I
i
SrfSW
-,
Щ
1
/
4 - i\
i-_J 1
\cr№
f/ Ж
1500
а=1980
j
j
l
!
1
Рис. 11. Назначение размеров
ростверка
Рис. 12. Работа свайного
ростверка
Расстояние от грани крайней сваи до грани ростверка
допускается 5 см, но с учетом возможного отклонения при забивке
свай, которое может быть до 0,3d=9 см; принимаем это
расстояние 15 см, или от оси сваи 30 см. Тогда ширина ростверка а=,
~Й.30+130=190 см.
По высоте ростверк выполняем двухступенчатым: нижняя
ступень 450 и верхняя 600 мм. Построение ведем по углу
жесткости, т. е. углу 45°, тогда верхняя ступень будет выходить на
600 мм в сторону от каждой грани колонны. В целях экономии
бетона и удобства распалубки выполняем стенки верхней
ступени с уклоном, т. е. 600 мм оставляем на уровне низа ступени, а
на уровне верха принимаем 500мм (рис. 12).

ж) ПРОВЕРКА ПРИНЯТОЙ ВЫСОТЫ
РОСТВЕРКА НА ПРОЧНОСТЬ
В соответствии с руководством по проектированию
железобетонных конструкций [11, п. 381], высота ростверка проверяется
только из условия его прочности на продавливание под
колонной. При этом продавливание происходит по боковой
поверхности пирамиды, боковые грани которой имеют наклон 45°, а
высота, в соответствии с [8, § 57], принимается от верхнего обреза
ростверка, если отношение размеров стенок стакана Яст/йст^
>0,5, и от дна стакана, если аст/ЛСт^0,5.
Расчетная продавливающая сила равна сумме реакций свайг
расположенных за пределами пирамиды продавливанйя.
Реакция одной сваи от нагрузки, передаваемой колонной, может
быть определена следующим образом:
#св = #/ясв = 218,5/5 = 43,7тс.
В данном случае, как видно из рис. 12, отношение аСт//*ст —
=50/65=0,77 ;> 0,5, поэтому рабочая высота ростверка
принимается от верхнего обреза ростверка до арматуры.
Верхние концы свай должны быть заведены в ростверк не
менее чем на 50 мм. Рабочая арматура укладывается над
оголовками свай. Заделку овал в ростверк производим на 100 мм,
что больше 50 мм, а сетки укладываем на расстоянии а\ =
=.150 мм от низа ростверка. Тогда рабочая высота ростверка
HQ = Н — <ц = 105 — 15 = 90>i
и соответственно высота пирамиды продавливанйя
#пр = #0 = 90см.
Сторона основания пирамиды продавливанйя
Опр = 2 #пр 4- Ьк = 2-90 + 30 = 210 см.
Ширина ростверка а = 190 см, что меньше апр=210 см,
значит все основание ростверка, а следовательно и все сваи, лежат
в пределах пирамиды продавливанйя. Так как продавливание
могут вызвать только сваи, расположенные за пределами
пирамиды продавливанйя, данный ростверк на продавливание не
работает и не рассчитывается.
з) РАСЧЕТ РОСТВЕРКА НА ИЗГИБ
Расчет ростверка на изгиб должен производиться в двух се*
чениях: в сечений-/—У у грани колонны и в сечении у грани
верхней ступени, которое в данном случае проходит за осями свай
крайнего ряда и, следовательно, в котором момента возникать
не будет. Изгибающий момент относительно грани колонны
MI_1 = S^cBc1=2.43f7.0,^ = 43,7Tc.«==4370000 кгесм,
где С] — плечо от оси сваи до грани колонны, равное 500 мм=0,5 м.
2»

Необходимая площадь сечения рабочей арматуры
f.=
4 370000
0,9 #0#t~ 0,9 -90.3400
Mi-i
*. 15,8 см».
«) КОНСТРУИРОВАНИЕ РОСТВЕРКА
Рабочие стержни в виде сетки укладываются над оголовками
свай (рис. 13). При стороне ростверка 1900 мм и шаге рабочих
стержней 200 мм требуемое количество рабочих стержней
определяется по формуле
1900 — 100 , tn
п = ^ +1 = 10 шт.,
200
где 100 — защитные слои — до 50 мм с каждой стороны.
1500
Окончательно принято 1О016АШ с Fa=20,ll см2. Такое
количество стержней укладывают в двух направлениях с
образованием сетки с ячейкой 200X200 мм, крайние стержни которой
имеют привязку по 50— (16/2) =42 мм от грани ростверка.
Верхняя ступень (стаканная часть) ростверка не армируется, так
как, в соответствии с § 57 [8], три а2^0,75Лв стакан можно не
армировать, а пр» tt2<CO,75 ha
он должен армироваться. В
данном случае ростверк монолитный
и ширина самой узкой части
стакана а2=500—75=425 мм
почти равна 0,75ЛВ=0,75-60=
=450'ММ.
Сваю заделывают в ростверк
на 10 см; предварительно 40 см
оголовка сваи разбивают и
оголяют рабочую арматуру сваи,
которую заводят в ростверк на
30 см, что больше .минимально
допустимой величины 25 см.
Полное конструирование ростверка
приведено на рис. 13.
к) ПРОВЕРКА НЕСУЩЕЙ
СПОСОБНОСТИ СВАИ
После расчета ростверка и
определения его окончательных
размеров находят полную
расчетную нагрузку на сваю с
учетом веса .ростверка и грунта,
лежащего на его обрезах.
Рис. 13. Конструирование
ростверка
30

Размер ростверка в плане принят 1,9Х1>9 м; низ ростверка
расположен на расстоянии #—1,2 м от уровня земли, тогда вес
ростверка и грунта, лежащего на его обрезах,
^ф = FЯ у^л= 1,9-1,91,2-2-1,1 -9,5 тс.
Полная нагрузка на одну сваю
АГ + #ф 218,5 + 9,5
ли =
= 45,6 тс.
Несущая способность сваи по грунту, определенная выше,
больше полной нагрузки на сваю РСв—46,9 TOiVCB=45,6 тс.
Несущая способность свай обеспечена.
л) ПРОВЕРКА НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ОСНОВАНИЯ
При проверке несущей способности основания
рассматривается условный массив свайного фундамента, изображенный на
рис. 14. Подошва свайного фундамента находится на уровне
нижних концов свай #м=7200мм. Ширина подошвы
определяется углом внутреннего трения грунта. По табл. 13 СНиП
И-15-74, угол внутреннего трения песка средней крупности и
средней плотности q>H=38*. Распространение давления идет под
углом — = — =9,5°. При длине сваи 6000 мм на уровне низа
свай давление будет распространяться в каждую сторону от
грани свай на 6000sin — = 6000sin 9,5°=935 мм. Расстояние
между внешними гранями сваи
1300+300=1600 мм, тогда
ширина основания условного
массива Ьы= 1600+2 -935=
=3470 мм=3,47 м.
rfc=
а
Щ<^\
2-Л
Рас. 14. Общий вид свайного
фундамента
1 — массив свайного фундамента;
2 — основание «тайного
фундамента; Ь ы— ширина массива свайного
фундамента; Ны ~~ высота свайного
фундамента
935
ю!-1
I Л
\
\
\
V V V
то
935
Ьм=3470
31

Площадь подошвы условного массива
^к = Мы = 3,473,47 и 12 м».
Собственный вес условного массива свайного фундамента
^ = Ям^нУср = 7>2 12.2 = 173 тс.
Среднее давление на 1 м2 основания от веса свайного
фундамента
Nu + N» 182 + 173 355 м е , ,
^ S— = й—в1Г-в-ви/Л
Расчетное давление на основание условного массива
определяется по формуле [16]
R^*—^- [Abuyu + BHuy'u+Dcu],
где А, В и D — расчетные коэффициенты, дриннмаемые так же, как для
обычных фундаментов; в данном случае при фц=38° и
сп = 0,2 тс/см2: Л =2,11; 5=9,44 и ?>=10,8;
кя= 1,1 — коэффициент надежности;
mi = 1,4 — коэффициент условия работы грунтового основания;
тг=\ —коэффициент условия работы сооружения;,
7ц — средневзвешенная объемная масса лруята природного
залегания в пределах условного массива свайного
фундамента.
' frVi + *iV« + ftty» = 0,3-1,8 + 0,81,9 + 6.1,6 =
Y" hx + ^ + h, 0,3 + 0,8 + 6
= 0,54+ 1,52 +9,6 =1|64i/M,;
Vn — объемная масса грунта, залегающего ниже подошвы условного массн*
¦а свайного фундамента. По профилю Yn—1»6 т/м3.
Подстй«ляя числовые значения, получим:
• 1.4-I
Л--*-г t<S,ll-S,47.1,6 + 9,44-7,2) 1,64 +10,8-0,2J = 156 то/м«.
*»¦
Так как /?«16втс/м8>Рор«в29,бтс/ма, несущая
способность основания обеспечена.
Ршсчет осадок в данном примере не рассматривается.

2. РАСЧЕТ ТЕЛА СВАИ
а) ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ СВАИ
ПРИ ЭКСПЛУАТАЦИОННЫХ НАГРУЗКАХ
Несущая способность висячей железобетонной сваи от
эксплуатационных нагрузок может быть определена по формуле
В соответствии с принятым выше сечение бетона F = 30X
ХЗО—,900 см2, сечение рабочей арматуры (4012AIII) Fa —
=4,52 см2. Коэффициент m6i = 0,85.
Полная расчетная нагрузка на одну сваю Мсв=45,6 тс
подсчитана выше. Для сваи используется бетон марки М 200 с
/?Бр —90 m6i=90-0,85= 76,5 кгс/см2 и арматура класса A-III с
#а с=3400 кгс/см2.
#сеч = 76,5-900+ 3400-4,52 = 68 800 + 15 400 = 84 200 кгс = 84,2 тс,
Полная расчетная нагрузка на одну сваю Л^св=45,6 тс<С
<;Мсеч=84,2тс; значит, прочность сваи обеспечена.
б) ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ НА УСИЛИЯ,
ВОЗНИКАЮЩИЕ ПРИ ПОДЪЕМЕ
При переводе из горизонтального в вертикальное положение
свая работает на изгиб. Расчетная схема для этого случая
приведена на рис. 15.
Нагрузка от веса 1 м длины сваи
Рис. 15. Схема работы и
расчетная схема сваи при монтаже
1-1
2 А. Н. Кувалдин, Г, С. Клевцова
33

Изгибающий момент при. подъеме сваи за верхний оголовок
qCBl* 0,338-6,5а
Л? = —— — —¦ = 1,8тс-м. .
8 8
При рабочей высоте сечения Л0==30—3,5=26,5 см и
расчетных коэффициентах
М 180 000
А0= = = 0,107; ve = 0,945
¦ Rupbh20 76,5.30.26,5» Те
площадь рабочей арматуры
М 180 000 Л п„ а
Fa=z = — = 2,07 см3.
Rahy,, 3400.26,5-0,945
По требуемой площади принято 2012AIII с Fa=2,26 см2,
что соответствует поставленной арматуре.
Проверяем прочность наклонного сечения при изгибе.
Поперечная сила
Q = 0,5<7CB/ = 0,5-0,338-6= 1,014 тс.
Сжимающие усилия, воспринимаемые бетоном,
Q6 = 0,35 Rnpbh0 = 0,35-76,5-30-26,5 = 21 300 кгс = 21,3 тс;
Q6 = 21,3 tc>Q= 1,014 тс.
Растягивающее усилие, воспринимаемое бетоном,
Q6>p = k1Rpbh<, = 0,6-0,85-7,5-30-26,5 = 3030 кгс = 3,03 тс.
Так как Qe.p=3,03 tc>Q= 1,014 тс, прочность наклонного
сечения обеспечена, поперечные стержни при работе на изгиб по
расчету не нужны.
в) КОНСТРУИРОВАНИЕ СВАИ
В соответствии с рабочими чертежами железобетонных свай
для сваи СУ-6,5-3 принимаем продольную арматуру 4012АШ с
34

Fa=4,92 см2, что удовлетворяет проведенному выше расчету на
прочность и минимально допустимому проценту армирования:
Fa 4.52J
F 900J-
И =
100 = 0,5%,
Шаг поперечных стержней при
работе на сжатие
и = 20 d = 20-12 = 240 мм.
Принят шаг 200 мм. -
На концевых участках свай,
испытывающих большие напряжения
при их забивке, поперечные
стержни поставлены чаще — с шагом
100 мм. ГГоперечная арматура
ставится в виде непрерывной
спиральной обмотки, что наиболее надежно
для элементов, испытывающих
большие динамические нагрузки
при забивке. В расчете спиральная
арматура не учитывается. У
оголовка сваи ставятся горизонтальные
сетки. Конструирование сваи
приведено на рис. 16.
Рис. 16. Конструирование сваи
Раздел II
РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙ
ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ
Пример 5
РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННОЙ
БАЛКИ ПОКРЫТИЯ
Рассчитать предварительно-напряженную балку покрытия
(второй категории трещиностойкости) здания с плоской кровлей.
Расстояние между разбивочными осями здания L=18 м; между
осями опор балки — /о= 17,6 м, между балками — 5 ='6 м
(рис. 17).
Балка из бетона марки М 600 имеет продольную
напрягаемую арматуру из семипроволочных прядей класса 15К7,
поперечную арматуру из стали класса А-Ш, конструктивную — из
2* А. Н. Кувалдин. Г. С. Клевцова
35

стали класса A-I и класса B-I. Натяжение арматуры
производится на упоры стенда. Бетон обжимают лри его кубиковой
прочности Я0 = 0,8 ? = 0,8X600=480 кгс/см2=4,8 кН/см2. Разность
/ — плита покрытия; 2— балка покрытия; 3— колонны здания; 4 — крановые пути;
5 — кран-балки; 6 — концевая балка; 7 — таль
температуры натянутой арматуры и устройств, воспринимающих
усилия натяжения, принята Д?=65°С.
Нормативная нагрузка от покрытия 310 кгс/м2 (3,1. кН/м2),
расчетная—360 кгс/м2 (3,6 кН/м2); приведенная нормативная
нагрузка от вентиляционных коробов и трубопроводов 55 кгс/м2
(0,55 кН/м2), расчетная —60 кгс/м2 (0,6 кН/м2); нормативная
снеговая нагрузка 70 кгс/м2 (0,7 кН/м2). К нижнему поясу
балки на расстоянии «1 = 1,8 м от оси опор крепятся крановые пути
кран-балок грузоподъемной силой <2г==5тс=50кН. Вес
подкрановой балки длиной 6 м G,=0,8 тс=8 кН. Вес каждой
концевой балки G2=0,2 тс = 2 кН. Вес кран-балки Г, =4,4 тс =
= 44 кН. Вес тали Т2=\,7 тс—17 кН. Расчетные'нагрузки
приведены для предельных состояний первой группы.
Нагрузка от подвесного транспорта исходя из условий его
работы учитывается в основном сочетании вместе с нагрузкой от
снега. Допускаемое сближение двух кран-балок (расстояние
между осями крюков) S—A м.
1. РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
Полагаем, что положение талей на обеих кран-балках во
всех случаях будет одинаковым, а расстояние между крюками
равно предельному значению, т. е. 5=4 м. Давление на
крановый путь от каждой концевой балки принимаем в виде
сосредоточенной силы, действующей в плоскости кран-балки.
Наибольшая нагрузка на железобетонную балку покрытия
будет при расположении какой-либо кран-балки в одной
плоскости с балкой покрытия, как показано на рис. 17. Это
расположение кран-балок и принимается при расчете. Положение
талей в целях упрощения расчета принято посередине кран^балок.
36

Усилия в балке покрытия от всех нагрузок при этом положении
лишь незначительно отличаются от усилий при положении талей
в крайнем расположении кран-балок.
Рис. 18. Расчетные схемы
нагрузок от кран-балок
а — план балок; б — схема
нагрузки на кран-балку; в — схема
нагрузки на подкрановые балки; г —
Схема нагрузки на балку покрытия;
1 — таль; 2—балка покрытия; 3 —
колонна; 4—подкрановая балка;
5 — кран-балка; 6*—концевая бал-
Схема передачи нагрузок от талей, кран-балок и крановых
путей на балку шокрытия показана на рис. 18. Опорное давление
кран-балок, передающееся на концевые балки (рис. 18,6):
?> =
Qt + Tt + T*
Давление обоих колес концевых
подкрановые балки (рис. 18,в):
балок, передающееся на
?> + Ga =
Qf + T'i + T'i
Наибольшее опорное давление подкрановых балок,
передающееся на балку покрытия (рис. 18,г):
R"A - ?> + G2 + (D + <?а) —=—+2.0,5 6'! =
.(*±П±й+*)(1 + -=?) + б1.
Исходя из общих рекомендаций и существующих
конструкций назначаем следующие основные размеры двутаврового
сечения балки в ее средней части: габаритная высота балки 1,5 м
(150см) (рис. 19); (высота бетонного сечения: Л=1,49м>
>Vi5 1=1,2 м и h=\\,49 m<Vio 1=1,8 м; ширина верхней полтей
^п=38см = 0,38м>75о 1 = 0,36 м, а нижней полки bff—
37

—0,28м—28 см. Толщина стенки Ъ"обычно принимается 8 ...
12 см. В данном случае 6 = 12 см по всей длине балки. В целях
упрощения расчета без большой погрешности вместо
переменной толщины полок в расчете принята постоянная толщина,
равная среднему значению толщины верхней полки hп =5=24 см и
нижней полки Лп=25 см, как показано на рис. 19 пунктиром.
Рис. 19. Основные
меры бейки
1 — верхни* пояс; 2 —
опорное peftpo; 3 — закладная
деталь; 4 — стенка; 5 ¦
нжй пояс
ннж-
Полагая, что арматура будет равномерно распределена по
сечению нижней полки, расстояние от нижней грани последней
до точки приложения равнодействующей усилий в растянутой
арматуре можно принять с=Лп/2=12,5 см. При этом рабочая
высота сечения h0=h—а = 149—12,5=136,5 см.
Ненапрягаемую сжатую арматуру, устанавливаемую из
конструктивных соображений, в целях упрощения расчета и без
большой погрешности в расчетах не учитываем.
2. РАСЧЕТ НАГРУЗОК
Площадь поперечного сечения балки (см. рис. 19)
составляет:
1,49-0,12+(0,38 — 0,12) 0,24 + (0,28 — 0,12) 0,25 = 0,2814 ы».
Нагрузка отвеса 1м длины балки 0,2814*2500=705 кгс/м =
=7,05 кН/м.
Подсчет равномерно распределенной нагрузки на балку для
расчета по предельным состояниям первой группы сведен в
табл. 8.
38

Таблица 8. Подсчет нагрузки
Нагрузка
Собственный вес балки
Покрытие
Вентиляционные короба и
трубопроводы
Итого постоянная
нагрузка
Снег
Полная нагрузка
Нормативная нагрузка
кгс/м кН/м
Й.-705
310-6 = 1860
55-6=330
2895
70-6=420
<7Н = 3315
*S.=7,05
18,6
3,3
28,95
4,2
<7* = 33,15
Расчетная нагрузка
кгс/м
5=705Х
Хи=775
350-6=2100
60-6=360
3235
420-1,4=
= 590
4 = 3825
кН/м
?=7,05Х
Х1,1=7,75
3,5-6 = 21
0,66-6=3,6
32,35
4,2-1,4 = 5,9
9 = 38,25
Примечание. По малости снеговой нагрузки в таблице не учтен
коэффициент сочетаний.
Опорное давление подкрановых балок на балку покрытия от
нормативных нагрузок определяется по полученной выше
формуле:
-(¦
5 + 4,4 + 1,7
Q, + n + T2
+Ga)(1+JLr)+Gi =
+ 0,2 I [1 + —-— 1 + 0,8 = 7,7 + 0,8=8,5 тс=85 кН.
Опорное давление подкрановых балок от расчетных нагрузок
На определяется по этой же формуле, только входящие в нее
члены умножаются на коэффициенты перегрузок. Для
подкрановой балки коэффициент перегрузки принят п1=1,1; для
элементов подвесного транспорта в соответствии с п. 4.8 [15] яг —
=,1,2.
ч
Q* + Ti + Tt
+ Gt) ll- —?—)ni + Gln1 =
Mi 2
= 7,7.1,2 + 0,8-1,1=10,1 то=101 кН.
Учитывая, что влияние второго крана * на общую крановую
нагрузку невелико, коэффициент сочетаний примем /гс=1.
39

3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ
И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ
Расчетная схема балки показана на рис. 20. Наибольший
изгибающий момент в середине пролета от расчетной нагрузки
для предельных состояний первой группы
M = RAax +
8
in , «о ¦ 3,825-17,б2
10,1-18 + —— =166,4 тс-м= 1664 кН-м.
Am, ^fnTu * i i пт4ттх
Рис. 20. Расчетная схема бал ни
и эпюры Q и М
Наибольшая поперечная сила от расчетной нагрузки для пре;
дельных состояний первой группы
Q-= #1+^=10,1
3,825-17,6
43,7 тс = 437 кН.
4. ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАЗНАЧЕНИЕ
СЕЧЕНИЯ АРМАТУРЫ
Значение предварительного напряжения Ос арматуры в виде
прядей класса 15К7 может 'быть назначено из условия:
о'о+р^0,8/?а-. При механическом способе натяжения р=0,05 а0.
Следовательно, а0^0,76 Rl. Принято
о0=0,7 #^ = 0,7.16500 =11 500 кгс/см* =115 кН/см*
Ориентировочно сечение напрягаемой арматуры из условия
трещиностойкости может быть определено по формуле
Коэффициент В принимается в пределах 0,5—ОД В данном
случае р=0,55. Подставляя в приведенную формулу числовые
значения, будем иметь
16 640 000
^н == = 19 3 ема
н 0,55-11500.136,5 ,6 СМ '
Необходимое число прядей при площади сечения одной
пряди /н= 1,415см2 равно 19,3:1,415=13,6. С некоторым запасом,
40

0=12.
не превышающим 10%, а также с учетом наиболее
целесообразного расположения прядей в полке нижнего пояса балки
принято 14 прядей класса 15К7,
площадь сечения которых F^-=
= 19,81 см2.
Ориентировочное сечение арма
туры из условия прочности может
быть определено по формуле
Fa>
м
16640000
0,9/io#a 0,9-136,5-10600 _
= 12,8 см2,
что меньше полученного выше зна
чения из условия трещиностойкости
Поэтому для дальнейших расчетов
принята напрягаемая арматура из
14 прядей класса 15К7, размещение
которой в балке показано на рис. 21.
т-^г
Ьп=28
5
-Л-^
•г»
1
Рис. 21. Размещение
предварительно-напряженной арматуры
5. ОПРЕДЕЛЕНИЕ
ГЕОМЕТРИЧЕСКИХ ХАРАКТЕРИСТИК
ПРИВЕДЕННОГО СЕЧЕНИЯ БАЛКИ
Предварительно необходимо вычислить отношение
п = ЕЛ/Е6 = 1 800 000/340 000 = 18 000/3400 = 5,3.
Вычисление приведенной площади сечения балки Fn,
положения центра тяжести сечения у и момента инерции /п сведено
в табл. 9, где /ч и Уг — соответственно площадь сечения
отдельного элемента и расстояние его центра тяжести от нижней
грани балки; bi и hi— ширина и высота элементов сечения.
Момент сопротивления приведенного сечения для его
нижней растянутой грани при упругой работе материалов
W„ = July = 7 716 200/77 = 100 200 см».
Момент сопротивления для верхней грани балки при
упругой работе материалов
, Jn 7 716 200
0 h~ у 149 — 77
= 107 000 см3.
41

Таблица 9. Вычисление геометрических параметров сечения балки
F . см»
(b'u— Ь) h'n =,(38—12)24 = 624
(ba—b)ha= (28—12)25=400
6А = 12.14Э = 1790
nfH = 5,3-19,81 = 105
Fn = 2919
У~ F
V. . см
А—0,5Лд = 149—
0,5-24=137
0,5Ап=0,5-25=12,5
0,5Л=0,5-149=74,5
а=12,5
Fj yi , см*
85 500
5000
133 300
1308
Sn =2F<y, = 225 100
225 100
- =-. —— = 77 .см.
2919
у—у( . см
77—137 =
= —ноО
77—12,5 =
=64,5
77—74,5 =
= 2,5
77—12,5 =
= &4,5
—
Jn— S F
rt iy-y.)*,
см4
2 245 000
i 663 000
И 200
* 436 000
2= 355 200
= 7 716 2в0 см4
bi А?
12
= , см4
12
30 000
21000
3 310 000
3 361 000
Fth]
12 ~

Момент сопротивления сечения для его яижнеи грани с
учетом неупругих деформаций бетона
WT= [0,292 + 0,75 (Yi + 2(irt)+0,075 {у[ + 2 ц' п)] Ь А9.
г~
В этой формуле: ; • *
&н — Ь 28 — 12 Л„
r , bh п 12-149
Fa 19,81
ц = —= — = 0,0111; u' = 0.
р ЬА 12-149 ^
Подставляя эти данные, будем иметь
WT= [0,292 + 0,75 (0,223+ 2-0,0111-5,3)+0,075-0,7] 12-1493 =
= 160 000 см3.
Момент сопротивления, с учетом неупругих деформаций для
верхней грани балки,
W'T = [0,292 + 0,75\yi + 2 ц л) + 0,075 (у[ + 2 ц' п)] bh*.
В этой формуле:
К —ь . 38 —12 п
, _ 2{Ьп-Ь) 2 (28-12)
Yl~ &Л Ап= 12-149 ^ = °,446;
ц = 0; fx' = 0,0111; л = 5,3.
Подставляя эти данные, получим
W'T = [0,292 + 0,750,35 + 0,075 (0,446 + 20,0111 -5,3)] X
X 12-1493= 159000 см8.
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до
верхней ядровой точки (границы ядра сечения) (ом. рис. 19).
в Л „ ^о 100 200
гя = °.8 ^-=0,8 ~— = 27,5 см;
я Рп 2919
до нижней ядровой точки
i=0^_ = 0,8.__ = 29i3CM;
43

6. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПОТЕРЬ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
Потери от релаксации напряжений арматуры
"•" I0'27 ^г-0'1) "•- 1°-и 1ш-ал) 1,мо=
= 1020 кгс/см2 = 10,2 кН/сма.
Потери от температурного перепада
аа = 12,5 Д/ = 12,5-65» 800 кгс/см2 = 8 кН/см2.
Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств,
при длине натягиваемой арматуры 1т 19 м:
Я 0,002
о» = -~ ?а = ——— I 800000 = 190 кгс/см2 = 1,9 кН/см2.
Усилие обжатия бетона при учете потерь аи Ог и о"3 и коэффициенте
точности натяжения тт = 1
N0 = mTFn (с0 —ах —а2 —а3) = 119,81 (11500 — 1020 — 800—190) =
= 188 000 кгс= 1880 кН.
Эксцентрицитет этого усилия
е0 = у — а = 77 — 12,5 = 64,5 см.
Балку изготовляют в вертикальном положении. При этом в средней ее
части возникает изгибающий момент от собственного веса
gCBl20 775-17,6*
М = = =30000 кгсм = 300 кН-м.
С. В g g
Напряжение обжатия бетона на уровне центра тяжести напрягаемой
арматуры от действия усилия N0 и момента Afc.B
N0 N0e0~Mc в * 188 000
аб=ТГ+ Jn (У~а)= 2919 +
188 000-64,5 — 3 000 000 „ „ а ,
+ ! ¦ 64,5 = 143 кгс/см2 = 1,43 кН/см2.
7 716 200
Отношение Об/#о = 143/480 = 0,34<0,75, что удовлетворяет требованию
СНиП. Кроме этого, отношение acIRo меньше коэффициента а, который для
тяжелого бетона марки М 300 и выше принимается равным 0,6, поэтому потери
ог деформации бетона, подвергнутого тепловой обработке, при быстронате-
кающсй ползучести определяются по формуле
о, = 0,85-500 (об/#0) =425-0,34 = 144 кгс/см2 = 1,44 кН/смЧ
Таким образом, первые потери, т. е. потери, происходящие до
окончания обжатия бетона, будут равны:
аа1 = оч -4- а3 + а3 + <** = Ю20 + 800 + 190 + 144 = 2154 кгс/см8 =
= 21,54 кН/см2.
Потери от усадки бетона марки М600, подвергнутого тепловой
обработке при атмосферном давлении, составят:
а, = 500 кгс/см8 = 5 кН/см2.
44

• Потери от ползучести тяжелого бетона, подвергнутого тепловой
обработке при атмосферном давлении и при Об/Яо=0,34<0,6, определяются по
формуле
а„ = 0,85-2000 (аб/#0) = 1700-0,34 = 576 кгс/см2 = 5,7§ кН/сма.
Таким образом, вторые потери, т. е. потери, происходящие после
обжатия:
ап2 = ст, -J- а, = 500 + 576 = 1076 кгс/см3 = 10,76 кН/см9.
Полные потери предварительного напряжеяия
о-п = <Jni + ап2 = 2154 + 1076 = 3230 кгс/сма = 32,3 кН/см3.
7. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
ВТОРОЙ ГРУППЫ
а) РАСЧЕТ ПО ОБРАЗОВАНИЮ ТРЕЩИН,
НОРМАЛЬНЫХ К ОСИ БАЛКИ
1. При действии эксплуатационных нагрузок. Для выяснения условий
отсутствия трещин расчет проводится на действие всех нагрузок с
коэффициентами перегрузки больше единицы, которые в данном примере приняты
такими же, как для предельных состояний первой группы. Следовательно, и
расчетные нагрузки, и усилия будут такими же, как для первой группы
предельных состояний.
Усилие обжатия бетона с учетом всех вычисленных выше потерь и
коэффициента точности натяжения тт = 0,9
N0% = mIFH (о\, —о-п) = 0,9-19,81 (11 500—3230) = 147 500 кгс = 1475 кН.
Эксцентрицитет приложения этого усилия
е0 = у — а = 77 — 12,5 = 64,5^см.
Изгибающий момент, воспринимаемый сечением балки непосредственно
перед образованием трещин в нижней части, прн условии отсутствия трещин
в верхней части балки, которые могут образоваться при отпуске натяжения
арматуры:
MT = RpU Wr + Nw (г*+ *„)= 22-160 000+147 500 (27,5 + 64,5) =
= 17 000 j00 кгс-см = 170 тс-м = 1700 кН-м.
Это значение превышает момент ЛГ= 1664 кН-м от расчетной нагрузки.
Таким образом, трещины в нижней зоне балки не образуются, поэтому
расчет кратковременного раскрытия трещин при действии всех
кратковременных нагрузок не требуется.
2. При отпуске натяжения арматуры. Исходя из тех же условий, что
и в п. 1, расчет выполняется на действие расчетных нагрузок, принятых
условно равными расчетным нагрузкам для предельных состояний первой
группы. Для сокращения примера расчет трещинообразования проводится
только для сечения балки в середине пролета. Усилие обжатия бетона при
отпуске натяжения арматуры и коэффициенте точности натяжения тт = 0,9
Nn = mTFn (ov —стп1) = 0,9-19,81 (11:500 — 2154) = 166300 кгс= 1663 кН.
Момент этого усилия относительно нижней ядровой точки
Mrf = N01 (е0-^) = 166 300 (64,5 — 29,3) = 5 850 000кгс-см =
= 58 500 кН-см.
45

Момент внутренних усилий
K — Rpu ^ — ^6 = 22-159000—5850000 = —2 350000 кгс-см =
= —23500 кН-см.
Абсолютное значение этого момента меньше момента от собственного
веса Л1о.»=30 000 кгс-м = 300 кН-м, поэтому трещины в верхней зоне
балки при коэффициенте точности натяжения /пт=0,9 не образуются.
Усилие обжатия бетона при отпуске натяжения арматуры и
коэффициенте точности натяжения тт==1,1
Nn = 166 300 —'— = 203000 кгс = 2030 кН.
Момент этого усилия относительно нижней ядровой точки
М*б = 203 000 (64,5 — 29,3) = 7 150 000 кгс-см = 71 500 кН-см.
Момент внутренних усилий
K = Rpu t^ —^'=22-159 000 —7 150000 = = 3650 000 кгс-см =
= —36 500 кН-см.
Абсолютное значение этого момента больше момента от собственного
веса Afc.B=30 000 кгс-м=300 кН-м. Следовательно, в верхней зоне балки
могут образоваться трещины, поэтому необходима проверка трещиностой-
кости нижней зоны балки при тт = 1,1 и моменте внутренних сил,
уменьшенном на величину. 6 Мт. Коэффициент 9 определяется по формуле
('•5-—)(1-m,•
где
= 1,5
RpU VPT 22-159000
— Ма.в+Кб —3 000 000 + 7 150 000
= 0,85;
при армировании проволочной арматурой
У FB 77 19,81 м Л „л
ст = —— „ , -> 0,85= ! -0,85 = 0,79.
h—y FB + Fa 149 — 77 19,81+3,08 *
В верхней зоне балки принята арматура 2014АШ с Fa =3,08 см2>
>0,1 Fa=l,98cM2.
Подставляя полученные значения, будем иметь
в = (1,5~^79~) С1-0.85)^0'054-
Усилие обжатия бетона при тт=1,1
ЛГ„= 1,1-19,81 (11500 —3230) = 180 000 кгс=1800 кН.
. Момент внутренних сил балки непосредственно перед образованием
трещин при /Пт = 1,1 без учета влияния образования трещин в верхней зоне
Л*т = 22-160000+ 180000 (27,5 + 64,5) =20 050 000 кгс-см =
= 200,5 тем = 2005 кН-м,
С учетом образования трещин в верхней зоне
Air — 0MT = Mt (1—6) = 200,5 (1—0,054)=» 190 тсм = 1900 кН-м.
46

Это значение превышает момент от расчетной нагрузки на
190—166,4 ,
100=13,5%.
lob, 4
Таким образом, трещиностойкость при тт = 1,1 обеспечена с большим
запасом, чем при /ит = 0,9.
б) РАСЧЕТ ПО ОБРАЗОВАНИЮ
НАКЛОННЫХ ТРЕЩИН
Расчет проводится в точке на уровне центра тяжести сечения, которое
проходит у начала утолщения, образующего опорное ребро (см. рис. 19).
Рассматриваемое сечение находится в непосредственной близости от оси
опоры, поэтому с небольшим запасом в расчете принята поперечная сила
на оси опоры, равная при действии расчетных нагрузок Q=43,7 тс=437 кН.
Вычисление статического момента Sn части приведенного сечения,
расположенной выше центра тяжести сечения, относительно оси, проходящей
через центр тяжести, сведено в табл. 10.
Таблица 10. Подсчет статического момента
Ft, см2
(bn—b)h'n =,(38—12)24==624
b(h—y) = 12'(149—77) =860
—
у—у и см
60
0,5(149—77) ==36
Fi (y—yi);
CM3
37 400
31000
S> = 68 400
Скалывающие напряжения в рассматриваемой точке
QSn 43 70068 400
т =
bJn
12- 7716200
32 кгс/см» = 0,32 кН/сма.
Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести сечения от усилия
обжатия
<гб = <зх = Noi/Fn = 147 500/2919 = 50,5 кгс/см9 = 0,505 кН/см9.
Главные растягивающие напряжения
50,5
"/(«
-Ът* =
+ 322 =
2 |/ \ 2 / ' ' 2
= — 15,6 кгс/см8 = — 0,156 кН/сма.
Главные сжимающие напряжения
/ / ах \» 50,5 , Г( 50,5 \а ~~
= 66 кгс/см» = 0,66 кН/сма.
В этих выражениях растягивающие напряжения показаны со знаком
минус, сжимающие — со знаком плюс
47

Предельное значение главных растягивающих напряжений
что превышает аг.р=15,6 кгс/см2=0,156 кН/см2. Следовательно, наклонные
трещины не образуются. Если о*г.р окажется больше предельного значения,
то толщина стенки у опор должна быть увеличена.
в) ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРОГИБА
Согласно указаниям п. 1.21 [14], расчет проводится на действие всех
нагрузок с коэффициентом пере1рузки л=1. Таким образом, в данном
случае расчетные нагрузки для предельных состояний второй группы будут
численно равны нормативным нагрузкам. В дальнейшем обозначения
нагрузок и усилий при расчете прогиба приняты с индексом сн».
Для упрощения расчета без существенной погрешности вся равномерно
распределенная нагрузка принята длительно действующей, вся
сосредоточенная нагрузка R ^ — кратковременно действующей. Кроме этих
воздействий балка испытывает усилия от обжатия N02, а также от усадки и
ползучести бетона.. От каждого вида нагрузки прогиб вычисляется по общей
формуле
/ = * — «•
Р
При равномерно распределенной нагрузке s —5А» кривизна
1 _ М«с
Момент от равномерно распределенной нагрузки
q^ll 3315-17, б2
Ml= — = : = 128 400 кгс-м = 1284 кНм.
« 8 8
При длительном действии нагрузки и относительной. влажности
помещения меньше 40% коэффициент с=3.
Для тяжелого бетона Ап = 0,85; при тепловой обработке для бетона
марки 600 ?б=340 000 кгс/см2 = 3400 кН/см2
А„ ?б/п = 0,85-340 000-7716000 = 223- 10JO кгс-сма = 2,23-10^ кН-см*.
Кривизна
1 12 840 000-3 .
=—— =1,73-10 5 1/см
tq 223-101°
Подставляя полученные данные в общую формулу, находим прогиб от
длительно действующей равномерно распределенной нагрузки
fq=-^T 1,73-10-5-1760* = 5,6 см.
При двух равных сосредоточенных нагрузках, расположенных на
расстоянии ai = l,8 м от опор простой балки,
1 1 о? 1 1 1,8*
S=T~1T ~1*~=~8~ 6 17,6s = *
48

Изгибающий момент при значении этих нагрузок #д =8500 кгс=85кН;
Мк = #л «1 = 8500-1,8= 15 300 кгс-м = 153 кН-м.
При кратковременном действии нагрузки коэффициент с = \.
Кривизна
1 М* с 15,310*1
tt="w7= 223.10.. =6'910"7 "см-
Прогиб
/к= 0,1234-6,9.Ю-"7 ¦ 17602 = 0,27 см.
Кривизна от усилия обжатия N02
1 Ne2e0 147 500-64,5 -
~7Г = ТЫ - 223-.0» -«¦«»• "^ '/с.
Коэффициент s при определении прогиба (выгиба) от усилия обжатия
(рис. 22) может быть принят: s=Ve- Дри этом прогиб (выгиб) будет равен:
h = — 4,26-Ю-6 • 17602=1,65 см. „
Рис. 22. Расчетная схема бал- ^е°м 02iT
ки при действии момента oi Г. -*/)
усилий обжатия ^^ i = //^ ^у'
Кривизна от усадки и ползучести бетона при отсутствии напрягаемой
арматуры в верхней зоне определяется по формуле
_L_==q6 + <T8 + q, = 144 + 500 + 576= _б
Рв. п h0Ea 136,5-1,8-10»
Прогиб (выгиб) от усадки и ползучести
/в п= — 4,95-Ю-6 - 17602= 1,92 см. '
8
Полный прогиб балки
/ = ^ + /к-/в-/в.-0 = 5,6 +0,27-1,65-1.92 = 2,3 см,
что меньше допустимой величины прогиба
Г/1 = /= —— 1760 = 4,4 см.
1,1 400 400
8. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ
СОСТОЯНИЯМ ПЕРВОЙ ГРУППЫ
При вычислении усилий в балке учитывали крановую
нагрузку, поэтому цри определении расчетных сопротивлений
сжатию и растяжению с учетом соотношения между крановой
и общей нагрузкой принято mei —1, т. е. несколько ниже, чем
это предусмотрено табл. 15 i[14]. Таким образом, в
соответствии с данными табл. IV. 1 прил. IV, /?пр=245 кгс/см2=,
=2,45 кН/см2, a Rp= 14,5 кгс/см2—0,145 кН/см2.
49

а) РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ БАЛКИ
ПО НОРМАЛЬНОМУ СЕЧЕНИЮ
При та4=1 усилие в арматуре
f„fla = 19,81-10 600 = 210 000 кгс = 2100-кН,
что меньше фиктивного усилия
tfnp b'n h'n =245-38-24 = 223 000 кгс = 2230 кН.
Следовательно, нейтральная ось лежит в полке, ее
расстояние от верхней грани балки
FHRa 19,81-10 600 19,81 106
о и' 245-38 2,45-38
= 22,3 см.
Изгибающий момент, воспринимаемый сечением,
М<хч = Ящ,Ь'пх (Ло — 0,5х) = 245-38.22,3 (136,5 — 0,5-22,3) ='
= 26000000 кгс-см = 260 тс-м = 2600 кН-м,
что значительно превосходит действующий момент М —
= 1664 кНчм, поэтому значение коэффициента та4 не
уточняется. Кроме того, полученное значение Мсеч значительно больше
Mt=170tc->m=1700kH-im, следовательно, принятое сечение
арматуры больше минимально необходимого.
б) РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ НАКЛОННЫХ СЕЧЕНИИ
ПО ПОПЕРЕЧНОЙ СИЛЕ
Предельное значение поперечной силы 0,35 Ящ>Мо=0,35Х
Х245-12-136,5= 140000 кгс=1400'кН превосходит
наибольшее значение поперечной силы Q=43 700 кгс=437 кН,
следовательно, требование главы СНиП [14]
удовлетворяется. Так как 0,6#Р&Ао=0,6-14,5-12-136,5= 14200 ипс= 142 кН
меньше Q=437 тсН, то необходим расчет поперечной
арматуры.
Поперечная арматура принята из двух ветвей диаметром
6 мм, класса A-III. На приопорных участках протяженностью
около 3 iM эта арматура устанавливается с шагом «=15 ом.
При этом предельное усилие в поперечной арматуре на 1 см
длины балки составит:
Raxfxn 2400-0,283-2
о = ах" = = 91 кгс/см = 0,91 кН/см.
чх и 15
Это значение удовлетворяет условию
?х — 91 кгс/см = 0,91 кН/см> —*— = '—— = 58 кгс/см = 0,58 кН/см.
О О
50

Предельная поперечная сила, воспринимаемая бетоном
сжатой зоны и поперечными стержнями,
Qx.6 = 2\/rkiRpbhlqx = 2V2-l4t5 • 12 • 1Э6,5а-91 =
= 48 500 кгс = 485 кН,
что превосходит наибольшее значение поперечной силы Q —
=43700 кгс=437 кН. Таким образом, прочность то
наклонным сечениям обеспечена.
В средней части балки шаг поперечной арматуры принят
« = 30 см. В этом случае:
2400-0,283-2
<7Х = = 45,5 кгс/см = 0,455 кН/см;
Qx6 = 2]/214,5-12-136,5a.45,5=34 300 кгс = 343 кН."
Поперечная сила в сечении на расстоянии 3 м от оси опоры
(см. рис. 20) составит:
Qa = Q~Zq — RA =43 700 — 3-3825—10 100 = 22 100 кгс = 221 кН.
Это значение меньше Qx.6=34300 кгс=343 кН, следовательно,
и в средней части балки прочность достаточна.
Максимально допустимый шаг поперечной арматуры
Q,75fhRpbhl о,75-214,5.12-136,58
"макс == ~ = „д . „„ = 220 СМ,
"iKC Q 22100
что значительно больше принятого шага и=30 dm.
9. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ И ТРЕЩИНОСТОИКОСТИ
ПРИОПОРНЫХ УЧАСТКОВ
а) ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ НА ИЗГИБ
ПО НАКЛОННОМУ СЕЧЕНИЮ
Проверку производим по сечению, начинающемуся у грани опоры,
отстоящей от оси опоры на расстоянии 0,5 /оп=0,5-20=10 ом—0,1 м. Ввиду
малости этой величины поперечную силу на грани опоры принимаем равной
поперечной силе на оси опоры, т. е. Q=43,7 тс=437 кН (см. рис. 20).
Горизонтальная проекция наиболее опасного наклонного сечения может
быть вычислена по формуле
Q—RA 43 700—10100
с= „ _¦_„ = здок\ юа =202 см = 2,02 м,
Я+ 4xw 38,25+128
где предельное усилие в поперечной арматуре на 1 см длины балки
вычислено по формуле
nfxR% 2.0,2833400 ,АЯ , „„ ,
9х w = ,х = 1— = 128 кгс/см = 1,28 кН/см,
и 15
а значение равномерно распределенной налруэки принято:
q = 38,25 кгс/см = 0,3825 кН/см.
51

Расчетный момент внешних сил в наклонном сечении
а (0,5/оп + с)г
Мс = <2 (0,5/оп + с)-Яд (0,Ыт-\-с-а1)--
2
= 43,7 (0,1+2,02)—10,1 (0,1 + 2,02 — 1,8) —
3.825 (0,1 +2,02)2
— -^ v ' ^ ' } =80,9 тс-м = 809 кН-м.
2
Предварительное напряжение в арматуре с учетом потерь,
происходящих до окончания обжатия бетона.
о0 — ап1 = 11 500 — 2154 = 9346 кгс/с'м" = 93,46 кН/см2.
Длина зоны передачи напряжений для напрягаемой арматуры без
анкеров определяется по формуле
'п. н = [<h а<> ^ + Л К. н) d-
Для прядей класса 15К7: тп.н=1,25; ДА,П.В = 25 и d=l,5 см.
По заданию /?0=480 кгс/см2 = 4,8 кН/см2. Подставляя эти данные,
подучим
/ 93"46 \
^•^i1'25 "ш" + 25) 1>5 = 79 см'
Расчетное значение сопротивления арматуры в сечении на грани опоры
/оп 20
аоп = (о-0 — оп1) . = 9346 —— = 2370 кгс/см2 = 23,7кН/см2.
'п. н 79
Высота сжатой зоны в рассматриваемом сечении может быть-принята:
aonFH 2370-19,81
х=~~^—7^~ = = 5 см.
Rnpbn 245-38
Момент внутренних сил относительно конца наклонного сечения:
Л*сеч = <топ Fa U, ~ -yj + Qx ™ ^ ¦ = 2370-19,81 X
/ 5 \ 128-2022
X 1136,5—— + =89-105 кгс-см = 89 тсм =
= 890 кН-м>Л*с = 809 кНм,
следовательно, прочность наклонного сечения на изгиб обеспечена.
б) ОБЕСПЕЧЕНИЕ ТРЕЩИНОСТОИКОСТИ СЕЧЕНИИ
НА ДЛИНЕ ЗОНЫ ПЕРЕДАЧИ НАПРЯЖЕНИИ
ПРИ СНЯТИИ АРМАТУРЫ С УПОРОВ
Рабочан иысщ;| сечения Hd опоре Л0= 136,5 см;>/а.н = 79 см, поэтому
трещи ностой кость может быть обеспечена установкой в верхней зоне на
длине 1,5 Ли= 1,5-136,5 = 210 см от торца балки дополнительной ненапрягаемой
арматуры сечением fa =0,002 F. Площадь сечения балки у опоры, не
считая опорного ребра жесткости,
F=(b'n — Ь) h'n + {bn — b) An + bft= (38-12) 24+ (28-12) 25 +
+ 12-149 = 2824 см2.
Следовательно, fa>0,002-2824 = 5,65 см2. Принято 6012AIII с Fa =
«* 6,78 см2. Стержни устанавливаются р верхней части стенки (поз. 4, рис. 23).
52

ч,
i
L
5^f
7A
s
11
1
t~
ж
1
w
1
/
1
/
4
4
i
i
I
I
ш
1
I
ж где ?л/
1
w
^
t
-г
t
4
1
.9
Г i
Щ'ШО
s
1 1
Ж? [ -Ш
; <
,Kg-2
j 3
d^T
^1
it
Рос. 23. Армирование балки
1 — предварительно-напряженная арматура в растянутой зоне (14015К7);
^—продольная арматура 05BI каркаса Кр-2; <?-поперечная арматура (две ветви 06АШ); « —
аоматура обеспечивающая трещиностойкость верхней зоны оалки\ (60*2АШ); 5—
дополнительная поперечная арматура (6016АШ); 6-опорная закладная Д«мь; 7-
сетки из арматуры 05BI; 8 — продольные стержни 014АШ; 9 - поперечные стержни
05BI каркаса Кр-1; Ю — хомуты 05BI
в) ОБЕСПЕЧЕНИЕ ПРОЧНОСТИ ОПОРНОГО УЗЛА
При сосредоточенном расположении в нижней зоне балки продольной
напрягаемой арматуры в опорных участках устанавливают ненапрягаемую
поперечную арматуру, которая должна .воспринимать усилие
0,2 F„ Я, = 0,2.19,8Ы0600 = 42000 кгс = 0,2-19,81-106 = 420 кН.
Необходимое сечение арматуры класса А-Ш
42 000 „ „
frf= = 12,6 см2.
* 3400
Принимаем 6016АШ с Fa= 12,06 см2 (поз. 5, рис. 23). Эту арматуру
устанавливают в зенкованные отверстия опорных закладных деталей (поз. о,
рис 23) и тщательно к ним приваривают.
На длине 0,6 /п.в = 0,6-79«48 см от торца в зоне расположения
растянутой предварительно-напряженной арматуры устанавливают сетки (поз. 7,
рис 23) из арматуры класса B-I, диаметром 5 мм<14 мм, с шагом 60 мм,
что меньше предельного значения 150 мм и равно минимально допустимому.
Размеры ячеек сетки приняты 50 мм, что меньше предельного значения
100 мм и больше минимального — 45 мм.
10. АРМИРОВАНИЕ БАЛКИ
Расположение арматуры показано на рис. 23. Назначение
и расчет основной продольной арматуры (поз. /), а также
арматуры приопорных участков (поз. 4—7) достаточно подробно
описаны в предыдущих разделах.
Верхняя полка конструктивно армируется сварным
каркасом Кр-1, состоящим из двух продольных стержней 014АШ
53

(поз. 8) и гнутых поперечных стержней 05BI (поз. 9),
расположенных с шагом 200 мм (<20 dl4=QS0 мм). Площадь
сечения продольной арматуры 3,08 см2 превосходит требуемое
сечение 0,1FH=0,1-1931 = 1,981 см2.
Нижняя растянутая полка армируется закрытыми
хомутами из проволоки 05BI (поз. 10) с шагом 400 мм, что равно
удвоенному меньшему размеру грани полки (200 мм).
Поперечная арматура 06АШ (поз. 3) продольными стержнями
05BI (поз. 2) объединяется в каркасы Кр-2.
Пример 6
РАСЧЕТ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Рассчитать железобетонную стропильную ферму для
промышленного здания пролетом 18 м при шаге ферм 12 м.
Здание предназначено для строительства в III климатическом
поясе. Кровля здания скатная, подвесное крановое оборудование
отсутствует.
1. ВЫБОР ТИПА ФЕРМЫ И КРОВЛИ
В соответствии с типовым проектом серии ПК-01-129/68
(вып. 1), принята предварительно-напряженная
сегментная ферма марки ФСМ-18-IV, длиной 17,94 м, весом
Рис. 24. Ферма жарки ФСМ-18-tV
I — ферма: 2 —• плиты покрытия
7,8 тс (рис. 24). Плиты покрытия железобетонные
предварительно-напряженные ребристые размером 3x12 м. Кровля
рулонная трехслойная по цементной стяжке толщиной 2 см.
Утеплитель плиты из ячеистого бетона толщиной 16 см, с
удельным весом 1000 кгс/см3.
Кроме того, в кровле предусмотрены пароизоляция из
одного слоя пергамита (0,5 см) и защитный слой гравия по
рулонному ковру (1 см).
64

2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗКИ НА ФЕРМУ
Нагрузка на ферму складывается из нагрузок от покрытия,
собственного веса фермы, снега и подвесного оборудования.
Снеговая нагрузка для III климатического 'пояса составляет
100 кгс/м2 с коэффициентом перегрузки я=1,4 (см. табл. III.5
щрил. III). При этом вся снеговая нагрузка при расчете по
первой и второй группе предельных состояний условно относится
к кратковременной. Нагрузка от подвесного оборудования при- „
нимается по типовому проекту и относится к длительно
действующей. В соответствии с проектом она является
сосредоточенной, приложенной к двум средним узлам нижнего пояса фермы
и составляет: нормативная р**=3,8 тс и расчетная р=4,6 тс.
Подсчет нагрузок начинается с определения нагрузки на
1 (М2 покрытия (табл. 11).
Таблица 11. Подсчет нагрузки
Нагрузка
Защитный слой 1 см
Водоизоляционный ковер
1,5 см
Цементная стяжка 2 см
Утеплитель 16 см
Пароизоляция 0,5 см
Железобетонная плита
покрытия усиленная
Итого постоянная
нагрузка
Снег
Нормативная нагрузка, кгс/м2
0,01-1600=16
0,15-600=9
0,02-1800=36
0,16-1000=160
0,005-1050=5,25
400
gH=626,25
Рсн=1<><>
я
1,3
1,2
1,3
1,2
1,2
1,1
—
1,4
Расчетная нагрузка.
кгс/м*
20,8
10,8
46,8
192
6,3
440
#=736,7
1,4рсн=140
Округленно принимаем gH=620 кгс/м2; Рсн = 100 кгс/м2;
g—740кгф|2; рСн=140 кпс/м2.
На рис. 25—27 приведена геометрическая схема фермы и
схема ее загружения. Как видно из рис. 27, для статического
расчета нужна узловая сосредоточенная нагрузка. Узловая
55

ЗОЮ
ЗОЮ
Рис. 25. Геометрическая схема
фермы
Узли фермы
Рис. 26. Схема сбора нагрузки
Рис. 27. Схема загружения
нагрузка от покрытия и снега определяется по формуле (см.
рис. 26)
P = gFrp = gtln,
где /7гр=//п —грузовая площадь;
/ — длина плиты покрытия — шаг ферм;
/п — расстояние между серединами соответсгшующих узлу панелей
ферм: для узла / —/„=3120 мм, для узла 2~ /„=3000 мм (см. рис. 27).
56

Например, сосредоточенная нагрузка от покрытия:
P1 = gU1 = 0,74-12-3,12= 27,4 тс;
P2 = gHa=T 0,74-12-3 = 26,7 тс и т. д.
--- Узловая нагрузка от собственного веса фермы
определяется следующим образом:
вес фермы
длина фермы
т. е. вес фермы делят на всю длину, а затем умножают на 1п.
Например:
7,8 3040 + 2930
Рг = —- ! = 13 тс;
1 17,94 2
7,8 2930 + 3000 in „ -
р9 = = 12,9 тс и т. д.
2 17,94 2
Так как все панели фер.мы имеют разные размеры, а
подсчет налрузок для всех узлов аналогичен, этот подсчет сведен в
табл. 12.
3. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ФЕРМЫ
Усилия в элементах фермы определяем графическим
методом путем построения диаграммы усилий. В данном случае
придется построить четыре диаграммы: для схем загружения
1+11, III, IV и V (см. табл. 5). Предварительно определим
опорные реакции этих схем загружения:
схема I+II
ЪР __ 28,7-2 + 28,0-2 + 28,15
2 "" 2
схема III
ЪР 5,2-2 + 5-3
Ял=*в= — = ~ J =12,7 тс;
схема IV
2МА =0; Рг-2>87 + Ра-518+>3-8,8 + Я4-11,8 + РБ-14,76 +
+ /?в. 17,94 = 0;
7,5-2,87+ 7,2-5,8+ 5,1-8,8+ 3-11,8+ 3,2-14,76
- RB = — = 10,7 тс;
SМв = 0; Рв/2,87 + Р4-5,8 + Р8В,8 + Ра-11,8 + РГ 14,76 + RA . 17,9 = 0;
3,2-2,87+ 3-5,8+ 5,1-8,8+ 7,2-11,8+ 7,5-14,76
~Ra~ " 1749 =
= 14,9 « 15 тс;
схема V
%А = #в=Рв = 4,6 тс.
57
ЯЛ=-ЯВ==_—в—: '- г—=71,4 тс;

Вид нагрузки
вес фирмы
От покрытия
—
схемы
I
II
I+II
Таблица 12. Подсчет узловой нагрузки
Схема вагружения
/9
llllllllll'fllllllllllllllllllll
pi рг $ Р4 Р*
л\\\\
А
IIJIIIIIiflll'lllllHIIIMIIIUJ
Pf Р2 Pi Р4 PS
\ \ \ \ \
—
Значение
нагрузки 1
7,8
8 17,94
= 0,435 тс/ма
ц = 0,74 тс/м2
—
Формула
подсчета
P = gln
P = gUn
Итого
Расстояние между серединами панелей
фермы /
п
¦ li | It | I»
/• | '.
_
Узловая нагрузка, тс
Рг
2,985
1,3
3,12
27,4
28,7
Рг
2,965
1,29
3
26,7
28
Рг
3
1,305
3
26,7
28,15
р*
2,965
1,29
3
26,7
28
Ръ
2,985
1,3
3,12
27,4
28,7
р.
—
—
—

Вид нагрузки
Снеговая по
всему верхнему
слою
Снеговая
односторонняя
От подвесного
оборудования
схемы
III
IV
V
Схема эагружекия
/?
iiMiiiiiimiiHiriiiiiiiiiiii
Pi Р2 PJ Р4 Л
11 II I
#Р -
fllllflllllllllUw^
к »*
Значение
нагрузки
Рсн-0,14 тс/м»
1>4рси =
=0,2 тс/ма;
0,6рсн =
= 0,084 тс/м*
Рх = 4,6 тс
Формула
подсчета
Р^Рси* In
P = PCR1 h
—
Продолжение табл. 12
Расстояние между серединами панелей
фермы /
п
h
1г \ /. | *« | /. | -
Условная нагрузка, тс
Рг
3,12
5,2
3,12
Р, Г -Pi
3
5
3
7,5 7,2
—
~
3
5
3
5,1
—
Pi
3
5
3
•
3
—
Ръ
3,12
5,2
Р*
3,12 -
3,2
—
¦-
4,6

Построение диаграмм приведено на рис. 28—31. На
основании построенных диаграмм усилий составлена сводная таблица
усилий (табл. 13) и определены наибольшие возможные
усилия в элементах фермы от расчетных нагрузок. Усилия от
нормативных нагрузок могут быть получены делением усилий по
табл. 6 на /гср=1,2. Схема загружения IVa, приведенная в
табл. 13, представляет собой загружение снегом, обратное
схеме IV.
4. КОНСТРУКТИВНЫЙ РАСЧЕТ ФЕРМЫ
а) НАЗНАЧЕНИЕ МАРОК БЕТОНА И СТАЛИ
Предварительно принимаем бетон марки М500, имеющий
расчетные сопротивления с учетом примечаний к табл. IV. 1
прил. IV.
60

?пр = 0,85-215 =183 кгс/см2; Др = 0,85-13,5= 11,5 кгс/см2;
Rv п = 20 кгс/сма; Еб = 325 000 кгс/сма.
Верхний пояс, раскосы и стойки имеют ненапряженную
арматуру класса А-Ш с #а=3400 кгс/см2. Напрягаемая
арматура нижнего пояса запроектирована в двух вариантах: из семи-
проволочных прядей (канатов) класса 15К7 и стержневая
класса A-IV. Расчетные характеристики:
стержневой арматуры
#а = 5000 кгс/сма; #а п = 6000 кгс/смг; ? = 2-10» кгс/см2;
канатной арматуры
Ra = Ю600 кгс/см2; #а п = 16 500 кгс/см2; ' Е = 1,8-10» кгс/см2.
5,2 та
RA = 1ZJTC
Rb=12,7tc
Рис. 29. Диаграмма усилий от снеговой нагрузки (схема
III загружения)
61

Характеристики бетона и арматуры приняты по табл. IV.1—
IV.5 прил. IV.
Предварительное напряжение арматуры производится
механическим способом на упоры. Значение контролируемого
напряжения арматуры:
для канатов
Со = 0,8#? = 0,8-16500 = 13 200 кгс/см»;
для-стержней
<Уо = 0,9/?* = 0,9-6000 = 5400 кгс/сма.
62

Кубиковая прочность бетона к моменту отпуска натяжения
прядевой и стержневой арматуры
#0 ^0,7 R = 0,7-500 = 350 кгс/смг.
б) ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМЫ
В соответствии со СНиП Н-21-75 и «Руководством по
расчету и конструированию железобетонных ферм покрытия»
НИИЖБ и Госстроя СССР [12], все элементы и узлы ферм
рассчитывают по первой группе предельных состояний, т. е. по
несущей олособности. Напрягаемый ниж'ннй пояс и первый
Рис. 31. Диаграмма усилий от подвесного груза
63

Таблица 13. Усилия в элементах фермы от расчетных нагрузок
Элементы фермы (см.
рис. 28—31)
Верхний
пояс
Нижний
пояс
Раскосы
Стойки
1-а
2-6
3-е
4-д
5-е
6-ж
7-а
7-г
7-ж
а-б
в—г
г—д
е—ж
б-в
д-а
Условное
обозначение усилия
'в элементах
решетки
Ох
о*
о»
о,
Об
о.
и*
и3
01-
?>4
Vi
v2
Усилия от различных нагрузок, тс
постоянной
по схеме
I+II
-156 -
—154'
—150
—150
—154
—156
140
153
140
10
—4
—4
10
—2
—2
снеговой по схеме
III
—28
—28,2
—27,8
-27,8
-28,2
—28
24,8
27
24,8
2,8
0,4
0,4
2,8
-1,4
—1,4
IV
—32,7
-30,6
—30
—23,8
—24,5
—23,2
29
26,6
21
1
4
—3,8
3,6
—3
0,7
IVa
—23,2
—24,5
—23,8
—30
—30,6
—32,7
21
26,6
29
3,6
—3,8
4
1
0,7
—3
подвесного

оборудования
по схеме V
—10,1
—12,7
—12,4
—12,4
—12,7
—10,1
9
10,9
9
3,8
2
2
3,8
1,7
1,7
Наибольшие усилия, тс, от
нагрузки

кратковременной
—32,7
—30,6
—30
-30
—30,6
—32,7
29
27
29
3,6
-3,8
-3,8
3,6
—3
-3

длительной и
постоянной
—166,1
—166,7
-162,4
—162,4
—166,7
-166,1
149
163,9
149
13,8
—2
—2
13,8
—0,3
-0,3
полной
-198,8
-197,3
—192,4
-192,4
-197,3
-198,8
178
190,9
178
17,4
-5,8
-5,8
17,4
-3,3
—3,3
Сочетание усилий по
при определении
усилий от полной
нагрузки
I+II+1V+V
I+II+IV+V
I+II+IV+V
I+II+IVa+V
I+II+IVa+V
I+II+IVa+V
I+II+IV+V
I+II+III+V
I+II+IVa+V
I+II+IVa+V
I+II+IVa+V
I+II+IV+V ,
I+II+IV+V
I+II+IV+V
I + II+IVa+V
Примечания: 1. Усилия в элементах фермы от нормативных нагрузок можно получить делением усилий на средний
коэффициент перегрузки /г0р=1,2.
2. «Минус» — сжатие, «плюс»— растяжение.

раскос, кроме того, рассчитывают по .второй группе предельных
состояний.
При этом, в соответствии с табл. 1а СНиП Н-21-75,
конструкции, запроектированные с напрягаемой стержневой
арматурой класса A-IV и A-V, относятся к III категории трещино-
стойкости и рассчитываются на образование и раскрытие
трещин как кратковременное, так и длительное. Конструкции с
напрягаемой арматурой, имеющей R\^ 10000 кгс/см2, т. е.
канатной или проволочной, при диаметре более 3 мм
относятся «о II категории грещиностойкости и рассчитываются на
образование трещин, кратковременное раскрытие и последующее
закрытие трещин, т. е. на трещино стойкость. При расчете на
трещиностойкость нижнего пояса кроме продольного
растягивающего усилия необходимо учитывать изгибающий ¦ момент,
возникающий за счет жесткости узлов. Определение моментов
производится как для многопролетной балки на упругооседаю-
¦ щих промежуточных опорах.
В фермах с криволинейным верхним поясом возможно для
упрощения расчета изгибающие моменты не определять, а для
учета их влияния умножать продольное растягивающее
усилие, принимаемое в расчете, на коэффициент 1,15.
>В верхнем поясе при ширине плит покрытия 1,5 м также
необходимо учитывать изгибающий момент, возникающий от
сосредоточенных нагрузок в середине пролета панели. Моменты
определяют как для неразрезной многопролетной балки на
жестких промежуточных опорах.
В данном примере расчет элементов фермы по несущей
способности сводится к подбору сечения арматуры. Подбор
сечения бетона не производится, так как в целях унификации
размеры элементов целесообразно принимать но типовой форме, в
данном случае по серии ПК-01-129/68.
») РАСЧЕТ НИЖНЕГО ПОЯСА
Как уже, говорилось, нижний растянутый пояс
рассчитывается по первой и по второй группе предельных состояний.
Расчет по первой группе предельных состояний осуществляется на
осевые усилия, определяемые по расчетным нагрузкам при
совместном воздействии всех видов нагрузок, т. е. N = U2=: 190,9 тс.
При расчете по второй группе предельных состояний усилия
берутся по-разному, в зависимости от категории трещиностой-
кости и вида расчета (см. табл. 1 СНиП Н-21-75). Кроме того,
при расчете пояса на трещиностойкость. для учета
изгибающего момента, возникающего ъ нем, принимаемое расчетное
усилие умножается на коэффициент 1,15.
В соответствии с заданием в примере рассмотрим два
варианта армирования пояса — канатами и стержневой арматурой.
3 А. Н. Кувалднн, Г. С. Клевцова
65

ВАРИАНТ 1—НАПРЯГАЕМАЯ АРМАТУРА—
С Е]ЛИ ПРОВОЛОЧНЫЕ ПРЯДИ (КАНАТЫ) КЛАССА 15К7,
ФЕРМА ВТОРОЙ КАТЕГОРИИ ТРЕЩИНОСТОИКОСТИ
Расчет по предельным состояниям первой группы на
прочность. В соответствии с типовым проектом принимаем сечение
нижнего пояса 6X^=300X350 мм. По табл. 13 наибольшее
усилие в нижнем поясе в элементе 7-a:U2—190,9 тс, поэтому
принимаем нормальное расчетное усилие #¦= 190,9 тс.
Требуемая площадь сечения .рабочей арматуры
FB = JV/Яа = 190 900/10 600 = 18 см8.
Принято 14015К7 с /^—19,8 см2 (табл. ИЛ прил. II)'. Канаты
в сечении располагаем симметрично, как показано на рис. 36.
Расчет по предельным состояниям второй группы
1, По о !б р а з о в а л и ю трещин. В соответствии с
табл. 1 [14], расчет ведется на совместное воздействие всех
нагрузок при коэффициенте перегрузки л>1, что соответствует
расчетным нагрузкам. В этом случае расчетное усилие
Nu = 190,9-1,15 = 220 тс.
В соответствии с принятым выше: ор= 13200 кгс/см2; Ro=
=0,7 R=0,7 -500=350 кгс/см2. Приведенное сечение
*п = Л? + п F н»
где
Яа 1,8.10*
Fa = 30-35 + 5,54-19,8 =1441 см8.
В соответствии с п. 1.28 [14], при механическом способе
натяжения арматуры коэффициент точности натяжения
принимается: три подсчете потерь mt = l, при (проверке трещиностой-
кости т(=0,9.
Потери предварительного напряжения арматуры
определяем ino табл. 4 [2]. Они складываются из первых потерь оы,
происходящих до обжатия бетона, и вторых потерь Опг,
происходящих после обжатия бетона.
Находим первые потери аП\, происходящие:
а) от релаксации напряжений стали
X 13 200= 1530 кгс/сма;
б) от темшературного перепада при Д?=65°С
<г2=12,5Д* = 12,5-65 = 812 кгс/см8}
66

в) от'деформации анкеров. При натяжении на жесткие упо*
ры стенда до бетонирования
03 = О.
Усилие обжатия бетона с учетом потерь ai, 0*2 и cf3 и коэф*
фициентом точности натяжения mt=l
#0 « щ Fa (ff0 — ai — а<8 — а3) = 1 • 19,8 (13 200 — 1530 — 812 — 0) =
= 216 000 кгс = 216 тс.
Напряжение обжатия*бетона на уровне центра тяжести
напрягаемой арматуры от действия усилия N0
Оо-в = ^e/Fn = 216 000/1441 == 150 кгс/см8.
Отношение oWi?o ='150/350 = 0,428 < 0,75, что удовлетворяет
требованиям [14];
г) от деформации бетона вследствие быстронатекающей
ползучести. При отношении сГб.н/Яо ="0,428, меньшем
коэффициента а, который для тяжелых бетонов марки МЗОО и выше
принимается 0,6, эти потери определяются по формуле
08 = 0,85-500 (0б.а/#о) = 0,85.500-0,428 = 182 кгс/см8.
Таким образом, первые потери
<Гш — <h + <*2 + 03 + <*« = 1530 + 812 + 0 + 182 = 2524 кгс/см8.
Напряжение в арматуре за вычетом первых потерь
а01 = 0О — 0П1 = 13 200 — 2524 = 10 676 кгс/см8.
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь
#01 = <yeiFE =10676-19,8 = 212000 кгс = 212 тс.
Напряжения в бетоне от #oi
<*б = NoiIFji = 212000/1441 = 147 кгс/см8.
Находим вторые потери аП2, происходящие:
а) от усадки бетона, подвергнутого тепловой обработке.
При марке бетона М5О0 по табл. 14 [14]
08 = 400 кгс/см8;
б) от ползучести бетона, подвергнутого тепловой
обработке. При отношении о*б.н/Яо=0,428=^0у6
08 = 0,85-2000 (огб.н/#0) = 0,85-2000-0,42 8 = 722,6 кгс/см8.
Таким образом, вторые потери
Оа% = 08 + 0» = 400 + 722,6 = 1122,6 кгс/смя.
Полные потери -предварительного напряжения
<*п = огщ + аПа = 2524 + 1122,6 = 3646,6 кгс/см3.
Напряжения ,в арматуре за вычетом всех потерь
0О2 = а0 — 0И = 13 200 — 3647 = 9553 кгс/см8.
Полное усилие обжатия бетона
^02 = ^003^ = 0,9.9553-19,8= 170 000 кгс=170 то.
3* А. Н. Кувалднн, Г. С. Клевцова _ 67

Усилие, воспринимаемое сечением, нормальным к
'продольной оси элемента, при образовании трещин
*т = Др и (Р + 2пFt) + ЛГв2 = 20 (30-35 + 2-5,54-0) +
+ 170 000=191000 кгс=191 тс.
Так как Nn=220 tc>JVt—191 тс, трещиностойкость
сечения не обеспечена, необходим расчет на раскрытие трещин.
2. По кратковременному раскрытию трещин.
В соответствии с табл. 1 [14] расчет ведется на совместное
воздействие всех нагрузок при коэффициенте лерегрузки п=\.
Нормальное расчетное усилие в этом случае
190,9
ЛГ„ = -^- 1,16 = W3 тс.
В соответствии с п. 4.14 [14], ширина раскрытия трещин,
нормальных к оси элемента, определяется по формуле
щ = кс% у\ (0./Е,) 20 (3,5 — lOOjx) frd .
В соответствии с тем же пунктом: &=1,2— для растянутых
элемеятов: сд=,1 — при кратковременном действии нагрузки
Т1 = 1,2 — для канатов. Диаметр растянутой арматуры d=
= 15 мм.
Fn 19,80
ц = ~ = пп п* = 0,0189 й 0,019.
r F 30-35
Приращение напряжений от внешней нагрузки:
#ц — Nn 183000—170000
сга = р == Tq-q = 657 кгс/см2.
Кратковременное раскрытие трещины
<h =1,2-1-1,2 i ^о< 20 (3,5-1000,019) уТб =
= 0,0415 мм<[аг1 =0,15 мм,
т. е. ширина раскрытия трещины меньше «предельно
допустимой, указанной в табл. 1а [14].
3. По закрытию трещин. В соответствии с табл. 1
[14], расчет по закрытию трещин ведется на воздействие
постоянных и длительных нагрузок >при коэффициенте
перегрузки п=1.
Нормальное расчетное усилие в этом случае
ЛГИ = (163,9/1,2) 1,15= 157 тс.
Для обеспечения надежного закрытия трещин, нормальных
к продольной оси элемента, должно соблюдаться следующее
требование:
Ost + tfa<*#all,
где ?=0,65 для арматуры из высокопрочной проволоки.

Приращение напряжения
Nu — N02 157 000 — 170 000
= —657.
FB — 19,8
Так как приращения нет, а ао2=9553 «гс/см2 заведомо
меньше величины kJRan=0,65-16500 = 10720 кгс/см2, условие
соблюдается, т. е..трещины закрываются.
ВАРИАНТ II-НАПРЯГАЕМАЯ АРМАТУРА — СТЕРЖНИ КЛАССА A-1V,
ФОРМА ТРЕТЬЕЙ КАТЕГОРИИ ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ
Расчет по предельным состояниям первой группы — на прочность,
Сечение нижнего пояса, как и в варианте, I, 6X^ = 300X350 мм,
нормальное расчетное усилие N= 190,9 тс. Требуемая площадь сечения рабочей
арматуры
FH = N/Rt = 190 900/5000 = 38,18 Ъла.
Принято 8025AIV с /4 = 39,2 см2 (см. табл. IIЛ прил. II). Расположение
стержней в сечении показано на рис. 36.
Расчет по предельным состояниям второй группы.
1. По образованию т.рещин. Для конструкций III категории тре-
гциностойкости расчет по образованию трещин ведется для выявления
необходимости расчета на раскрытие трещин. Выполняется расчет -на
совместное воздействие всех -нагрузок при п=\.
Нормальное расчетное усилие в этом случае
. Nn = (190,9/1,2) 1,15= 183 тс.
В соответствии с вышепринятым, начальное контролируемое напряжение
в стержневой арматуре о*0=5400 кгс/см2; /?0=350 ki с/см2. Приведенное
сечение бетона в этом случае •
Fn = F + nFH = 30-35 + 6,Ш-39,20= 1291 см2;
Еа 2-10е
п=-^- = - = 6,16.
Еб 3,25-10*
Коэффициент точности натяжения, как и в варианте 1, принимается:
mt = l—при определении потерь напряжения; гщ = 0,9— при расчете по
образованию трещин.
Находим первые потери аа\, происходящие:
а) от релаксации напряжений стали
<Ti = 0,4 (0.27 -—- — 0,1 } о-о = 0,4 [ 0,27 — 0,1 | 5400=310 кгс/сма;
\ #а / \ 6000 /
б) от перепада температур при Д/ = 65°С
о2= 12,5 At = 12,5-65 = 812 кгс/сма;
в) от деформации анкеров. При натяжении до бетонирования на
жесткие упоры стенда
а8 = 0.
Усилие обжатия бетона при учете потерь 0"ь о*з и as и коэффициенте mt =
«=1
Ы9 = тфРа (о0 — Ох — а2 — а3) = 1-39,2 (5400 — 310 — 812 — 0) =
= 188 000 кгс = 188 тс.
69

Напряжение обжатия бетона
<*б-н = NjFn = 188 000/1291 = 129 кгс/см3;
г) от деформации бетона при быстронатекающей ползучести. При
отношении .<7б.нАЯо= 129/350 = 0,378<т = 0,6, где т = 0,6— для тяжелых бетонов
марки М 300 и выше,
ов =,0,85-500 (аб.„/#«>) — 0,85-500-0,378 = 158 кгс/см9.
Таким образом,
Ощ = о-1 + (Та + а3 + сгв = 310 + 812 + 0 + 158 = 1280 кгс/сма.
Находим вторые потери ааъ происходящие:
а) от усадки бетона, подвергнутого тепловой обработке,
ст8 = 400 кгс/см9;
б) от ползучести бетона, подвергнутого тепловой обработке,
о, = 0,85-2000 (<W#o) = 0,85-200-0,378 = 646 кгс/сма.
Таким образом, вторые потери
аа2 =. <т8 + а, = 400 +¦ 646 « 10,50 кгс/см3.
Напряжение в арматуре за вычетам всех потерь
ам = о о — аа1 — аа2 = 5400 — 1280 — 1050 = 3188 кгс/см3.
Усилие предварительного обжатия бетона
N0i = mt a02 FB = 0,9-3188-39,20= 108 000 кгс = 108 тс.
Усилие, воспринимаемое сечением, нормальным к продольной оси
элемента, при образовании трещин
NT = RvU (F + 2nFa)+N0i = 2Q (30-35 + 2-6,16-0) + 108 000 =
= 129 000 кгс= 129 тс.
Так как #ц = 183 tc>JVt = 129 тс, необходим расчет на раскрытие
трещин.
2. По кратковременному раскрытию трещин. В
соответствии с § 1.17 [14] для конструкций, относящихся к III категорий
требований трещин остоикости, должен производиться расчет по кратковременному
раскрытию трещин (при действии полной нагрузки и п=\) и по длительному
раскрытию трещин (при действии только длительных нагрузок и п=\).
Ширина раскрытия трещин о обоих случаях определяется по формуле
ат=ксяц (aa/Ea) 20 (3,5 —100 р;) y/~d ,
где А= 1,2 для растянутых элементов; сд = 1 при расчете кратковременного
раскрытия трещин; сд=1,5 при расчете длительного раскрытия трещин; т}=1
при стержневой арматуре периодического профиля; ога = ; при этом
#п берется вначале от полной нагрузки, а затем только от длительно
действующей.
Аналогичный расчет приведен в первом варианте.
ТО

г) РАСЧЕТ ВЕРХНЕГО ПОЯСА
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ ПЕРВОЙ ГРУППЫ
Наибольшее сжимающее усилие в первой (1-а) шанелж
0\ = 198,8 тс. Усилия в средних панелях 02 и 03 близки
усилию 0\, поэтому арматуру для всего верхнего пояса будем
рассчитывать по наибольшему усилию, т. е. N=Oi.
Принята арматура класса А-Ш с Яа=3400 игс/см2.
Сечение верхнего пояса 25X30 ом. Длина панели 1=3 м. По п.7.5
[14], расчетная длина верхнего шояса /о=^=3 м. Отношение
/„/&:= 300/25 =12.
Так как ширина плит 'покрытия 3 м и нагрузка от них
передается непосредственно в узлы формы, верхний шояс
рассчитывается на внецентренное сжатие с учетом только случайного
эксцентрицитета. Принимаем eo" = l см, что больше !/зоД ¦
Veoo*.
В соответствии с [14], при ео1, рашшм или меньшем I ом,
7зо^ и Чбао1 и симметричной арматуре в сечении расчет вне-
центренно-сжатых железобетонных элементов допускается <про-
Изводить то условию
ЛГ<т<р[Я„р/г + /?..в(Л + 0]-
В данном условии коэффициент ф определяют по формуле
ф = Фб + 2 (фж —Фб) а.
где значения фж и <рб берутся по табл. V.3 и V.4 прил. V в
зависимости от величины отношения Л^дл/^кр.
Принимая предварительно процент армирования сечения
ц,=3,5%, получим требуемую площадь арматуры и значение
коэффициента а:
Fa + F'a = VLF= 0,035-750 = 26,2 см».
По сортаменту шринимаем 4032АШ с /га=32,16 см2, при
этом
Ra.c(F* + K) 3400-32,16
а~ R^F ~~ 183-750 ~°' '
При расчете ферм к кратковременной нагрузке относится
только снеговая. Длительная нагрузка определяется как
полная минус снеговая. Усилие от длительно действующей
нагрузки для элемента 1-а: Nm= 166,1 тс (принято по табл. 13}'.
При отношении #дл/#= 166,1/198,8=0,835 и k/b=\2 по
табл. V.3 и V.4 прил. V берем значения фб=0,87 и фж=0,89.
Тогда
<р = 0,87 + 2 (0,89 — 0,87) 0,8 = 0,902.
При высоте сечения Л=35 см>20 см коэффициент m=I.
7!

Проверим несущую способность 'принятого сечения:
Nce4 = mv[RapF + R&me(Ft + F'a)]=l-0,W2 [183-750 +
+ 3400-32,16] = 223 000 кгс = 223 тс.
Ох =198,8 тс < #сеч — 223 тс,
т. е. несущая способность сечения обеспечена.
Поперечные стержни принимаем 01OAI (табл. 1.2. прил. I).
Шаг поперечных стержней u=20d^b. В данном случае 20d=
=20-2,5=50 см>&=25 см. Принято «=25 см. Рабочие
стержни распределяются равномерно по всему сечению, как-по-
казано на рис. 36.
д) РАСЧЕТ ПЕРВОГО РАСКОСА (а—б) и (е—ж)
Раскос растянут, предельное усилие JV=Z)i=.17,4tc.
Сечение, раскоса 15X1,5 см. Арматура класса A-III с #а=
=34Q0iK>rc/cM2.
Требуемая площадь рабочей арматуры
fa —ЛГ/Яа= 17 400/3400 = 5,1 сма.
Принимаем 4014AIII с Fa=6,16 см2.
Проверим ширину длительного раскрытия трещин при
продольном расчетном усилии Arri=jV/rtcp= 17,4/1,2=14,5тс.
Напряжение в арматуре
а. = NulFu = 14 500/6,16 = 2450 кгс/см3.
Коэффициент армирования
]x = FJF = 6,16/(15-15) =0,0275.
Для центрально-растянутых элементов, выполняемых без
предварительного напряжения, величина длительного
раскрытия трещины определяется по формуле (138) [14]:
ar = kcari (аа/Еа) 20 (3,5-100 ц) у^=
= 1,2-1,5-1(2450/2,10») 20 (3,5 — 2,75)^14 = 0,079 мм < [0,3 мы].
В соответствии с табл. 1 [14], величина . длительного
раскрытия трещины допустима.
Значение коэффициентов к, сд и ц см. п. «в» «Расчет
нижнего пояса».
е) РАСЧЕТ ПРОЧИХ ЭЛЕМЕНТОВ РЕШЕТКИ
Второй и третий раокосы, первая и вторая стойки сжаты.
Продольные сжимающие усилия, соответственно 5,8 и 3,3 тс,
очень невелики.
Сечение бетона 15X15 ом (при марке бетона М500)
способно воспринять эти усилия, поэтому в целях упрощения эти
элементы фермы не рассчитывают. Их армируют
конструктивно 401OAIII с /^=3,14 см2. В этом случае процент
армирования
fa 3,14
Ц=-р 1°0 = -^- 100= 1,25о/0 >FW
72

ж) РАСЧЕТ УЗЛОВ
В соответствии с указаниям? главы 5 [12], узлы фермы
рассчитываются по несущей способности. При этом если
нижний пояс фермы армируют самозаанкеривающейся арматурой,
натягиваемой на упоры, что имеет место в данном случае, то в
опорном узле расчету на прочность подлежит поперечная
арматура из условия обеспечения надежности заанкеривання
продольной арматуры и прочности по наклонному сечению.
Остальную арматуру в опорном узле устанавливают по
конструктивным соображениям.
В промежуточных узлах раскосных ферм, где эпкеровка
растянутых элементов решетки осуществляется за счет
сцепления арматуры с бетоном, расчету шодлежат поперечная
арматура промежуточных узлов и стержни, окаймляющие узел.
Помимо требований расчета армирование промежуточных
узлов должно удовлетворять конструктивным требованиям, из-
. ложенным в inn. 6. Ю—6.16 [121.
УЗЕЛ 1—ОПОРНЫЙ ДЛЯ ФЕРМЫ,
АРМИРОВАННОЙ ПРЯДЯМИ КЛАССА 15К7
Расчет из условия обеспечения заанкеривания арматуры.
Расчетное растягивающее усилие в приопорной панели
нижнего пояса N~Ui = \78 тс. Характер работы узла и его основные
размеры показаны на рис. 32. Как видно из рисунка,
фактическая длина заделки напрягаемой арматуры /i=53 см — эта
Рис. 32. Схема работы опорного узла
N —усилие ш напряженной арматуре; ЛГа —усилие в ненапряженной tparrypc

расстояние от торца фермы до точки Di пересечения оси
нижнего пояса с наклонной АВ, которая проводится от грани опо-
,ры (точка Л) до начала верхнего пояса, или раскоса (точка В).
Длина заделки к.п напряженной арматуры, обеспечивающая
полное использование ее расчетного сопротивления, приведена
в табл. 14, заимствованной из [12]
Как видно из таблицы, для прядей 01ВК7 /З.и=150 см и
для стержневой арматуры /З.а=35 d.
Для продольных и поперечных стержней узла используется
арматура класса A-III с
/?а—3400 КГС/СМ2 И Ra.x =
г=2700 кгс/см2. Требуемая
площадь поперечного сечения
продольных ненапрягаемых
стержней
0,15 t/x 0,15-178000
Таблица 14. Длина заделки
арматуры
Вид напрягаемой арматуры
нижнего пояса
I , см
•.в
F =¦
' ^ /?а 3400
= 7,85 сма.
Принимаем 4016AIII с
Fa=8,04 см2. Фактическая
величина заделки ненаирягаемой
арматуры /1а=51 ом (см.
рже. 32).
Величина заделки ненащрягаемой арматуры,
обеспечивающая полное использование ее расчетного сопротивления,
/за = 354 = 35-1,6 = 53 см.
Площадь поперечного сечения одното поперечного стержня
определяется по формуле
Семипроволочные канаты
(оряди) диаметром 12 и
15 мм ...... .
То же, диаметром 9 мм
Высокопрочная
проволока периодического
профиля ........
Стержневая арматура
классов А-ТВ и A-IV ,
150
120
100
35d
Ux-KnF*
I — ^a Fa
/,
'* ^ n Ra x (sin у + cos у ctg a)
где n — число поперечных стержней 2 в узле, пересекаемых линией АВ
(рис. 33); в данном узле при двух каркасах п-*= 10-2 = 20;
Y — угол наклона поперечных стержней; в данном случае у = 0: sin0°=0;
cosO°=l;
a — угол наклона линии АВ; a = 29°30', a ctg <х=1,77 (по
геометрическим размерам).
Отношение hJUa должно быть не более 1. В данном
случае /,а//з.а=51/53=0,96 и ^//^=53/150=0,35.
/х =
Тогда
Ux - #н fH-0.35 — Ra fa.0,96
nRmx-\,77
• J78000;—10600-19,8-0,35 —3400-8,04.0,96
~~ 20-2700.^77
Принимаем 012AIII с Fa = 1,131 см2.
74
= 0,835 см*.

Расчет из условия обеспечения прочности по наклонному
сечению. Усилие ъ приопорной панели верхнего " пояса 0i =
= 198,8 тс. Длина узла /уз=120 см. Расстояние от торца фер-
*мы до точки пересечения осей верхнего и нижнего поясов
а=17 см (см. рис. 32). Расстояние от верхней грани узла да
центра тяжести «аирягаемой и ненатьрягаемой арматуры
Л0н^Ло«=Луз—(Лн.ц/2)=78—(35/2) =60,5 см, так как вся
арматура — и напрягаемая, и ненапрягаемая — распределена
симметрично по сечению нижнего пояса.
Z
Рис. 33. Армирование опорного узла
у _ продольные стержни каркасов узла; 2 — поперечные стержни; .3 — сетки косвея-
ного экранирования; 4 — анкерные стержни закладных деталей
Определим высоту сжатой зоны по формуле [12Т.
10600-19,8.0,35 + 3400.8,04
з.н
Rupb
215-25
= 18,6 си.
Требуемая площадь поперечного стержня определится па
формуле [12]
U>
«'уз - а) sin Р - Дн Fн -^- ^ н -[-у) -
п #a.x 2х.п
-*f-fc(*--f
где р — угол наклона приопорной панели; в данном случае sinp=0,5, тп
как р«30*;
75

2к.и — расстояние от центра тяжести сжатой зоны до раинодействую-
щей усилий в поперечной арматуре опорного узла; zx.n « 0,6 fto=
=0,6-60,5=36,3 см.
и>
198800 (120—17) 0,5 — 10 600-19,8-0,35 (60,5 — 9,3) —
20-2700-36,3
— 3400-8,04-0,96 (60,5—9,3)
20-2700-36,3
= 2,6 см2.
- Полученная площадь поперечного стержня очень велика,
поэтому поставим в узле еще один вертикальный каркас Кр-3.
Тогда число поперечных стержней /г=30 и fx=l,52 см2, что
соответствует диаметру 14 мм. Окончательно принимаем в
опорном узле три каркаса с диаметром поперечных . стержней
14 мм и шагом их 100 мм (см. рис. 32).
\~1Цл
УЗЕЛ 2—ПРОМЕЖУТОЧНЫЙ
В узле (рис. 34)
поставлено два поперечных
каркаса, число
поперечных стержней п==2-7=
= 14. Фактическая
длина заделки стержней за
линию ЛВС (рис. 34)
2i=27 см. Длина
заделки обычной арматуры
из условия полного
использования ее
расчетного сопротивления /за=
=35d=.35-l,4=49cM." >
Усилие в. растянутом -раскосе (а—б):?>!=, 17,4 тс.
Необходимое сечение поперечных стержней каркасов определяется по
формуле
Рис, 34.
узла 2
Схема работы промежуточного
и>
*(,
Ма
п /? COS ф
тде kt — коэффициент, учитывающий особенности работы для узлов верхнего
пояса, равен 1 и для узлов нижнего пояса— 1,05;
о — условное увеличение длины заделки может быть приляг? по табл. 2
[12], «• которой видно,,что если стержни раскоса имеют по два
коротыша или »агиуты петлей, как в данной ферме, а = 3см;
0аЛЛпапрЯ.ЖвГм в аРматУРе растянутого раскоса; ал = й1/Гл= 17 400/6,16 =
«¦2800 кгс/см2
2800
*i= = 0,82.
1 3400 '
76

Ф — угол наклона первого раскоса из геометрической схемы, cosq>«
-1468/3277=0,45.
17400 1 —
fx>
1-27-J-3
0,82-49
14-2700-0,45
17 400-0,25
17 000
= <0,
значит, поперечные стержни по расчету не нужны. Принимаем
конструктивно 06АШ с шагом 100 мм (рис. 35).
20Щ
Рис. 35. Армирование
промежуточного узла
I — продольные стержни
каркасов узла; 2 — поперечные с;ерж-
нн; 3 — огибающий стержень
Площадь сечения окаймляющего стержня
**ст —
"*#а.
где «2=2 — число каркасов в узле или число огибающих стержней в
сечении;
Яа.о=900 кгс/см2 во всех случаях;
JVo.o=:0,04 (А + СбДг);
?1
Рис. 36. Общая схема армирования фермы
а-армирование нижнего пояса кадетами i6K7: 6 - армирование нижнего пмеа
стержневой арматурой 6025AIV
77

Dx — усилие в растянутом раскосе;
?)2 — усилие во втором растянутом раскосе этого же узла.
Если Di отсутствует, A/"o.c=0,04l>i и
0,04-17 400 п пп ,
fCT = —: = 0,39 сма.
Принимаем 0 10АШ. Остальные узлы фермы
рассчитываются так же, как узел 2. На рис. 36 показана схема
армирования фермы и узлов. Напряженная арматура нижнего пояса
условно не показана.
П рим ер 7
РАСЧЕТ КОЛОНН ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Рассчитать колонны поперечной рамы трехпролетного
одноэтажного производственного здания, оборудованного
мостовыми кранами грузоподъемной силой 20/5 тс—200/50 кН.
Расчет выполняем только in о предельным состояниям первой
группы.
Пролеты здания L=18m, высота до низа ферм 10,8 м, шаг
колонн /=6м, высота колонн от обреза фундамента
#ст=11 м. Консоль (уступ) колонны расположена на
высоте Нн=7,2 м. Все колонны имеют прямоугольное сечение.
Они выполнены из бетона марки М 200 и имеют арматуру из
стали класса А-Ш.
Ригели рам — железобетонные сегментные фермы без
фонарей (в крайних пролетах и со оветоаэрационным фонарем в
среднем пролете. Вес фермы бР=6 тс=60 кН; вес фонаря,
бортовых плит и связей ферм фонаря (?ф=1,1 тс=11 кН.
Подкрановые балки железобетонные весом вместе с подкрановыми
путями Gnu=4,5 те=45 кН. Нормативный шее кроили g« =
=0,35тс/м2=3,5 кН/м2; расчетный — g"K=0,4 тс/.м2=4 кН/м2.
Стены здания сборные из железобетонных панелей
толщиной 0,3 м, весом gn =0,43 тс/м2=4,3кН/м2. Вес панелей
остекления gcr =0,04 тс/м2=0,4 кН/м2.
Здание расположено в открытой местности в районе II по
скоростному папору ветра и ев районе III по весу снегового
покрова.
Разрез здаиия и основные его размеры приведены на рис. 37.
78
f

Рис. 37. Поперечный разрез здания
1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК
а) ВЕРТИКАЛЬНЫЕ НАГРУЗКИ
На колонну действуют следующие вертикальные нагрузки:
а) от покрытия и собственного веса одной фермы
^1 = 0,5gKtL + 0,bGvn = 0,5-0,4-6-18 + 0,5-6-1,1 =24,9 тс = 249 кН;
б) от конструкций фонаря средней фермы
Рф = 0,5Оф/1 = 0,5-1,1-1,1=0,6 тс = 6 кН;
в) от верхнего пояса стеновых панелей и парапета
Р% = 2,4lg%n = 2,4-6-0,43-1,1=6,8 тс = 68 кН;
г)' от верхнего пояса остекления и среднего пояса стеновых
панелей
/>8=(1,8^тл+ I,8g» / = (1,8-0,04-1,1 + 1,80,43-1,1)6=5,6тс=56кН;
д) от подкрановых балок
/>4 = GnKn = 4,51,l = 5 тс = 50 кН;
е) от мостовых кранов Аиакс На рис. 38 показаны
расположение мостовых кранов, при котором возникает наибольшее
опорное давление подкрановых балок на одну из колонн, а
также расстояния между колесами мостов (k и а), принятые
согласно ГОСТ 7464—55.
Суммарное опорное давление двух смежных разрезных
подкрановых балок на рассматриваемую колонну, как видно из
рис. 38:
'^ + ,«=i+,i=?.,(,_±±-).,(,_ii±L!).
-Р-1,95. (а)
79

——en—
аЛЬо
Рис. 38. Расположение мостовых кранов на подкрановых балках
7—мост; 2 — колеса моста; 3 — подкрановая балка; 4— опоры подкрановой балкн
°* = 24,9 (249) f
PCH=7,S(76)
В ГОСТ 7464—55
указывается, что наибольшее
давление колеса на подкрановые
балки при предельном
приближении тележки к колоннам
одного ряда равно: • р=
=.19,5тс=.195кН. Тачим
образом, максимальная
расчетная нагрузка на колонну от
мостовых кранов/при
коэффициенте перегрузки для
мостовых кранов n=il,2
DmKC = PHn = np-l,9$= l,2-l9,5x
Xl,95 = 45,6 тс = 456 кН;
ж) нагрузка от снега.
Нормативный вес снегового
покрова для района III р"н =
= 0,1 тс/м2. Расчетная снеговая
нагрузка, передающаяся на
колонну от одной фермы,
Рсп = 0,5p*Hn / L =0,5-0,1.1,4-6-18=
= 7,6 тс = 76кН.
Схема вертикальных
нагрузок на крайней колонне пока-'
зана на рис. 39.
Рис. 39. Схема вертикальных нагрузок*
на крайней колонне

f) ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ НАГРУЗКИ
На колонну действуют следующие горизонтальные нагрузки:
ветровые и тормозные.
Ветровая нагрузка. На высоте до 10 м расчетная ветровая
нагрузка, в соответствии с указаниями п. 6.5 [15],
принимается с коэффициентом &'=1. Верхняя точка карниза фонаря
находится на высоте #ст-г-#кр=11+5,8= 16,8 м (ом. рис. 37).
Среднее значение коэффициента увеличения нагрузки на
участке высотой 16,8-—10 = 6,8 м определяется
инте|рполированием данных табл. III.8 ,прил. III для местности типа А:
^ 20—10 2
Ветровая нагрузка на колонну в пределах ее высоты, р.ав-
ной #ст=П м» принимается равномерно распределенной с
интенсивностью
где <7о == 35 кгс/м2=0,035 тс/м2—<нормативное скоростное давление, значение
которого для II района принято по табл. Ш.7 прил. III или по
табл. 6 [15];
с — аэродинамический коэффициент, который для* рассматриваемого
типа здания, в соответствии с табл. III.9 прил. III и табл. 8 [15J,
для наветренной стороны принимается 0,8; для заветренной
(отсос) равен — 0,6;
п — коэффициент перегрузим, принимаемый в соответствии с п.6.18
[15], равным 1,2.
Дополнительную ветровую нагрузку на участке от 10 м до
#ст=П м, получающуюся за счет разных значений
коэффициентов k,
q0cn (k" — k')t (Яст — 10)
можно считать сосредоточенной, приложенной к верху
колонны.
Ветровая нагрузка, действующая на элементы здания выше
верха жолонны, т.еГна уча-стке высотой Якр=5,8м (ом.рис.37),
q0 с п k" I Hgp
принимается также сосредоточенной, приложенной на уровне
верха колонны. Полное значение сосредоточенной нагрузки
q%cnl [(k"~-kf.) (Яст-10)+Я«рА*1.
Таким образом, с наветренной стороны на колонну
действует равномерно распределенная нагрузка
qa = locnk' 1 = 0,035-0,8.1,2.1.6 = 0,202 тс/ы = 2,02 кН/м
и сосредоточенная нагрузка
И\,= 0,035-0,8.1,2.6 Ц1,09-1) (11 - 10)+5,81,09]-=[1,3» 13 кН.
На колонну с заветренной стороны действует равномерно
распределенная нагрузка
д3 = 0,035-0,6.1,2.Ь6 = 0,151 тс/м = 1,51 кН/м
81

и сосредоточенная нагрузка
^, = 0,035-0,6.1,2.6 [0,09.1+5,8.1,091 = 1 тс = 10 кН.
Тормозные силы. Поперечная нормативная тормозная сила,
передающаяся на урановый путь от одного колеса моста, по
ГОСТ 7464—55 составляет 0,71 тс. Расчетная тормозная сила
/ = 0,714,2 = 0,85 тс = 8,5 кН.
Горизонтальная нагрузка Т, действующая на колонну от
тормозных сил двух кранов, >может быть подсчитана по схеме^
приведенной на рис. 38, при замене сил р на силы t, В этом
случае по аналогии с формулой (а) можем записать:
T=t [з—-^-^-W 1,95/= 1,95-0,85 = 1,65 тс = 16,5 кН.
Wh
\Рсн
Р2Ш1
?f=oo
2Р,
'СИ
\рф
\2Р<
\РсЪ
?^оо Р,Цргщ
Лс-
Вмакс
МИ*7*
"макс
г— 111*-т
Ди/т*Г ' ¦ ¦ Вмпк
'макс
макс
Вмахс
7/77/
®
R
77777
Jr
JI
©
Рис. 40. Схема всех нагрузок на колонны
На |рис. 40 дана схема расположения всех возможных
постоянных и временных нагрузок на колонны. Ветровая
нагрузка показана только при действии ветра слева (от оси А к оси
Г). При определении расчетных усилий и при конструктивном
расчете следует иметь в виду, что возможно аналогичное
действие ветра справа, т. -е. от оси Г к оси-А
2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ И МОМЕНТОВ
ИНЕРЦИИ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ КОЛОНН
Высота сечения подкрановой части колонн в соответствии с
рекомендациями табл. XV.6 [13] принята для всех колонн hn=
= 80 см—0,? м. Высота сечения надкрановой части -колонны в
соответствии с рекомендациями § 3, главы XV [13], принята:
для крайних колонн /*в=38см=0,38<м; для средних — hB=
= 60 ом=0,6 м.
Ширина сечения колонны, согласно [14], должна
удовлетворять условию
6>/о/30.
82

В соответствии с указаниями [14], расчетная длина надкра-
новой части колонны должна быть принята /0—2//в=2-3,8=
= 7,6 im; подкрановой части колонны io=l,5#n=l,o-7,2 =
= 10,8 м. В этих выражениях #в=8,8 м—высота надкрановой
части; На=7,2 м—высота подкрановой части колонны (см.
рис. 37). Таким образом, ширина колонны не должна быть
меньше 10,8/30=36 см. Для всех колонн принято
6 = 40 см = 0,4 м.
Моменты инерции сечений колонн:
надкрановой части крайней колонны
6Лв 40-383
/вкп= ± ^-^-^- = 18,3-10* см*;
в.кр 12 12
надкрановой части средних колонн
40-603
'н.ер — =72-10* см*;
подкрановых частей крайних и средних колонн
40-803
3. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
а) ОБЩАЯ РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
Собственный вес, снег и ветровая нагрузка действуют на
все здание в делом, поэтому при определении усилий
достаточно рассмотреть один поперечный ряд колонн (стоек), соеди-.
ненных шарнирно с фермами и жестко защемленных в уровне
обреза фундаментов. Расчетная схема такой поперечной рамы
приведена на рис. 40. Стропильные фермы, являющиеся
ригелями рамы, ввиду большой жесткости в продольном направлении
обычно считаются несжимаемыми (EF=oo)t Таким образом,
горизонтальные перемещения верха всех стоек Л при любых
внешних воздействиях будут одинаковыми.
б) УСИЛИЯ ОТ СОБСТВЕННОГО ВЕСА
Крайние колонны(стойки), С некоторым приближением без
существенной погрешности нагрузка от стеновых панелей и
панелей остекления ?,2+?,з=6,8+5,6 = 12,4 тс=124«Н может
считаться приложенной в уровне уступа (верха консоли, см.
рис. 39) колонны. При толщине панелей 0,3 м и зазоре между
их внутренней поверхностью и поверхностью колонн 0,02 м
эксцентрицитет этой нагрузки относительно оси подкрановой части
крайней колонны составит:
0,3 0,8
«о = -т— + 0,02 + —~ = 0,57 м.
83

Момент этой силы относительно оси подкрановой части
колонны
Л1р = — <Pa + P3)fi0 = 12,4.0,57 = — 7,07 тс-м = — 70,7 кН-м.
В этом же уровне действует нагрузка от подкрановой балки
Ра=5 тс=50 кН с экоцентрицитетом относительно внешней
грани колонны Я=Ю,75 м (см. рис. 39). Момент этой силы
относительно оси, проходящей через середину подкрановой части
колонны,
Л*ВК = Л (X — 0,5/1.) =5(0,75 — 0,5.0,8) = 1,75 тс-м = 17,5 кН-м.
Опорное давление фермы Pi =24,9 тс=249 кН принято
действующим по оси «адкражжой части колонны. По
направлению этой же оси будет действовать нагрузка от собственного
веса надкрановой части колонны:
Р8=ЬАВ//Вувп = 0,4-0,38-3,8-2,51,1 = 1,6 тс = 16 кН.
В этом выражении ув=2,5 тс/м3 — вес 1 м3 железобетона, а
п= 1,1—коэффициент перегрузки.
Эксцентрицитет сил Р\ и Ръ относительно оси, проходящей
через середину подкрановой части колонны (см. рис. 39),
Ля — hB 0,8 — 0,38
<?0= — — = —- — = 0,21 и.
0 2 2
Момент равнодействующей силы
дгв =р1 + Р8 = 24,9 + 1,6 = 26,5 тс = 265 кН
относительно той же оси
Л*фР=—Л^- —26,5-0,21 =—5,58 тс-м = — 55,8 кН-м.
Суммарный внешний момент на уровне уступа колонны по
оси Лот собственного веса элементов ,рамы
М = МР +Л*ПК"+ M^p = — 7,07 + 1,75 — 5,58 = — 10,9 тс-м = —109 кН-м.
Опорную реакцию от этого усилия, возникающую в шарнире
верха колонны, находим по формуле (см. п. 2 табл. VI.3 прил.
VI):
ЗЛ*(1— аа) 3-10,90 (1—0,345я)
8 =2Я„ (. + *.,)= 2-11 (. +0,3,2) -".««-.«.И.
Здесь
а = Я,///СТ = 3,8/11 = 0,345;
/'икр \ / 171-10* \
*кр = а» [ТТ^"-1 J =0'3453 ( 18,4-10* )=°,342.
Нагрузки от собственного веса элементов рамы
симметричны относительно ее середины. Следовательно, от этих нагрузок
горизонтальных перемещений колонн (стоек) не возникает, а
в шарнире стойки будет действовать только одна горизонталь-
84

Рис. 41. К расчету колонны по оси
А на действие собственного веса
элементов рамы
а — расчетная схема; б — эпюра
моменте»
ная сила В. Расчетная схема колонны (стойки) по оси А для
этого случая показана на рис. 41,а. Пользуясь этой расчетной
схемой, определяем изгибающие моменты*в различных
характерных сечениях колонны (стойки):
в сечении выше уровня уступа
Л*в = ВНя = 0,98-3,8 = 3,72 тс-м = 37,2 кН-м;
в сечении ниже уровня уступа
M* = BHa + M = 3,72 — 10,9 = — 7,18тс-м = — 71,8 кН-м;
в сечении на уровне обреза фундамента
М° = ВНст^-М = 0,98-1,1 — 10,9 = — 0,2 тс-м = —2 кН-м.
Э|пю)ра (моментов показана на рис. 41,6.
В нижнем сечении надкрановой части колонны действует
продольная сила
V =26,5 тс = 265 кН;
в подкрановой части в сечении ниже уровня уступа
#У = ЛгВ+/>а + Рз + '54 = 26,5-|-6,8.+ 5,6 + 5 = 43,9 тс = 439 кН;
в подкрановой части в сечении на уровне обреза фундамента
N = Ny + Мн#яув1 = 43,9 + 0,4-0,8-7,2-2,5-1,1 =50,3 тс = 503 кН.
Средние колонны (стойки), В средних колоннах
изгибающие моменты от собственного веса практически не возникают.
Продольная сила, действующая на надкрановую часть в
уровне уступа колонн,
nb = 2 Рг + Рф + Ь Лв Я„увл= 2- 24,9 + 0,6 + 0,40,6х
ч X 3,8.2,5.1,1 =52,9 тс = 529 кН.
Продольная сила, действующая на подкрановую часть
колонны:
в уровне уступа
85
5)
В ' 6,98(9,8)
1 N8=tS,5
(-109) (П$
(•г)

Ny =N* + 2Pi = 52,9 + 2-5 = 62,9 тс = 629 kHj
в уровне обреза фундамента
N = Ny +ЬНвНаушп = 62,9 + 0,4-0,8-7,2-2,5-1,1 =69,3 тс = 693 кН.
в) УСИЛИЯ ОТ СНЕГА
Предполагается, что снеговая нагрузка действует
одновременно во всех пролетах здания. В этом случае расчет
выполняется так же, как и расчет от собственного веса.
Крайние колонны, Изгибающий момент, возникающий в
уровне уступа от силы Рол эксцентрицитет которой, как и
силы Pi (см. ,рис. 39), ?о=0;21 м:
М = Рсве0 = — 7,6-0,21 = — 1,58 то-м = —15,8 кНм.
Опорная реакция
В =
ЗМ (1— а2)
3-1,58 (1— 0,345а)
= 0,143 тс-ы = 1,43 вНм,
2N„(l+kK?) 2-11 (1+0,342)
Изгибающий момент в колонне:
выше уровня уступа
Мв = В #в = 0,143-3,8 = 0,54 тс-м = 5,4 кНм;
ниже уровня уступа
М" = ВНВ + М=0,54— 1,58 = — 1,04 тс-м = —10,4 кНм;
V обреза фундамента
№> = В Я„ + М = 0,143-11 — 1,58 w О.
Продольная сила в крайней колонле от снеговой нагрузки
N = Рся = 7,6 тс = 76 кН.
Расчетная схема крайней колонны (стойки) по оси А и
эпюра моментов и продольные силы в этой колонне показаны
а а рис. 42.
Средние колонны. Продольная сила от снеговой нагрузки
# = 2Рсн = 2-/,6 = 15,2 тс = 152 кН.
0)
?-0143(1,43)
5)
'*-1j6(-16)
MB--0,54(5fi)
N=7,6(76)1
®
N=7,6(76)
\Мы=-1,04
(-10,4)
Рис. 42. К расчету колонны по
оси А на действие снеговой
нагрузки.
а — расчетная схема; 6 — экюра
моментов
®
86

г) УСИЛИЯ ОТ ВЕТРОВОЙ НАГРУЗКИ
Горизонтальные силы. При действии ветра в силу
принятого допущения о несжимаемости ригелей горизонтальные пере*
мещения верха всех колонн, как указывалось, будут
одинаковыми. Усилия, возникающие при этом в шарнира каждой
колонны (стойки), могут быть вычислены по формуле
5—J«i- -*-. (6)
«5,(1+*) SBA
где №— горизонтальная сила, действующая на'раму в уровне верха стоек;
3 В J
В* = — — усилие в шарнире, вызывающее перемещение верха
стойки на величину Д—1;
для крайних стоек
*кР = Чг 1-7—-1 1 = ^ТГ I ТТГГТ^Г-! 1=0,342;
H%(l+kKp) Д1т-1.342
для средних стоек:
Н\ ( 'н.ср \ 3,83 /171.104
в.ср
3?/F
"Ld+M * Л5.-1.0Б7
„ н.ср ""'н.ср
Так как обе крайние стойки (по осям А и Г) и обе средние
стойки (по осям Б а В) одинаковы, можно записать
3EJb.kp , п 3?/н.ср 3?/н,кр
2,ЙД'' 1,342Я3СТ +2 1,057/4" Я3СТ Х
[т.
"'н.Ср *_
342 т /в.кр 1.057
Сечения лодкрановых частей крайних и средних стоек
одинаковы, т. е. /н.кр=/н.ср=/н, поэтому /н.срДн.кр=1.
Следовательно,
87

Подставляя это значение в формулу (б), получим
3?/, У ^ У
"««,(1 + *) я 48^^ 3,38 (1+А) *
Таким образом, сила, действующая в шарнире на крайнюю
стойку,
s=i _ = 0,22^ (в>
3,38(1+?кр) 3,38(1+0,342)
то же, на среднюю стойку
S= = = 0,28Г. (г)
З,38(1+Аср) 3,38(1+0,057)
Эти силы должны учитываться П)ри определении
изгибающих (моментов в стойках (колоннах).
Действие ветра на конструкции, лежащие выше верха
колонн, принято в виде сосредоточенной силы, с наветренной
стороны равной №hi=1,3tc=13 кН и с заветренной стороны —
W3=\ тс=10 кН. Учитывая несжимаемость ригеля, при
определении усилий в колоннах можно рассматривать сразу
действие суммы этих сил:
Wc = Wn + Wa = 1,3 + 1 = 2,3 тс = 23 кН.
Подставляя это значение в формулы (в), (г) вместо W,
получим усилия, действующие на крайние колонны:
5^p = 0,22IFc»=0,22.2,3 = 0,506 тс = 5,06 кН
и на средние колонны
S^p = 0,28 У„ = 0,28-2,3 = 0,645 тс = 6,45 кН.
Также, определяются силы, действующие на колонны в
шарнирах, от ветровой нагрузки Як и q3, действующей на крайние
стойки в пределах высоты стен здания. В этом случае
предварительно определяются опорные реакции Вл и Вг крайних
колонн, (рассматриваемых как стойки с защемлением в
фундаменте и с шарнирной неподвижной опорой в уровне поясов ферм
(рис. 43) при действии равномерно распределенной натрузки
соответственно <7и=0,202 тс/м=2,02 кН/м и <7з=0,151 тс/м=
= 1,51 кН/м.
По формуле п. 6 табл. VI.3 прил. VI находим:
„ „ 1+аАк» „ л ftrtrt ,, 1+0,345.0,342
^-'*»Д-в(1+С"''0,'М'" Ml+0.342) -
= 0,69 тс = 6,9 кН;
s'-=3-0-15111 '«+оЙ1^"°'м "гс~5,2 *•
Найденные опорные "реакции направлены от оси Г к оси А>
88

SffQJ72(772) &A=0,$9(6,9) Scp=DfM (Щ) $срЩШ№) SKp Щ 77-2(7,72) ir=W(W
ш?—л,' л ¦¦¦¦¦ i jm
тЯ
&
® 0 ф • <D
Рис. 43. Расчетные схемы колонн при действии ветровой нагрузки
нв-щщ
\ЩЩ) Me=2,0S[\-f,8f-1S)
(20,5) Г Л
/ \
/ \
/ \
/ i
M-13,12(131J2) -0-120) МЧ0,9(10в) -10,9(-ЮЭ) Ме=1в,9(№) -10^-109) М°=12(120) ~13,12(-Щ2)
® - ® . ® ©
Рис. 44. Эпюры моментов в колоннах от метровой нагрузки
Суммарное усилие Wq, действующее на все колонны, по
абсолютному значению .равно
*ц *=ВА + ВГ = 0,69 + 0,Ь2 = 1,2\ тс = 12,1 кН.
Это усилие натравлено от оси А к оси Г, т. е. в сторону,
'противоположную направлению опорных реакций Ва и Вг.
¦ По формулам (в) и (г), подставляя в <них Wq вместо W,
вычисляем значения усилий, передающихся на крайние и
средние колонны:
S^p = 0,22 (Wq) =0,22-1,21 =0,266 тс = 2,66 кН;]
Scp = 0,28 (Wq)= 0,28-1,21 =0,339 тс =3,39 кН.
Полные усилия в шарнирах, воспринимаемые крайними
колоннами эт .нагрузок WB, Ws, qn и q^ равны:
SKp = S'Kp + S"Kp = 0,506 + 0,266 = 0,772 тс = 7,72 кН;
то же, средними колоннами
Scp = scp+ S*p = 0,645+ 0,339 = 0,984 тс = 9,84 кН.
Расчетные схемы колонн (стоек) показаны на рис. 43.
Изгибающие моменты. В средних колоннах на уровне
уступа, т. е. на высоте Яи= 7,2 м,
М* = Scp Нш = 0,984- 3,8 = 3,74 тсм = 37,4 кНм;
89

у обреза фундамента
vW°=^ScptfCT = 0,984-11 = 10,9 тс-ы = 109 кН-м.
Соответствующие эпюры моментов в колоннах по осям Б я
В .показаны на рис. 44.
На крайние колонны кроме сил SK# действуют опорные
реакции Ва и Вг и равномерно распределенные нагрузки Цш и
<7з, как показано на рис. 43. Изгибающий момент в колонне по
оси А на уровне уступа (см. рис. 44)', т. е. на высоте #ц=7,2 м.
а И2
Мв=(~Ва+ 5кр) Нв + -у^ = ( -0,690 + 0,772) 3,8 +
0,202-3,8я
+—'¦ '— = + 1,8 тс-ы = 18 кН-м;
то же, у обреза фундамента
MP = (-Ва+ SKp) ffCT + А2— = (-0,69 + 0,772) 11 +
+ °'Ш'П* = -4-13,12 тем = 131,2 кН-м.
Изгибающий (момент в колонне 'по оси Гз ' -.
на уровне уступа, т. е. на высоте Ян=7,2 м,
н2
/WB = (-Sr+SKp)#B+-y-B = ( -0,52 + 0,772) 3,8 +
0,151-3,8а
-= + 2,05 том = 20,5 кН-м;
2
у обреза фундамента
?зЯ2С1
Af°=(-3r + SKp)//CI+ —— = (-0,52+ 0,772) 11 +
0,15Ы1а
+ -— = + 11,82 тс-м « 12 тс-м=* 120 кН-м.
Эиюры моментов в колоннах показаны на рис. 44. При
действии .ветра справа, т. е. со стороны колонн ряда Г, эиюра
моментов в колоннах будет иметь вид зеркального изображения,
как показано на рис. 44 пунктиром.
д) УСИЛИЯ ОТ КРАНОВОЙ НАГРУЗКИ
В зданиях с тремя и более пролетами при действии
крановой нагруаки с учетом жесткости покрытия допускается
считать верхний конец колонн неамещакицимся. Следовательно,
при действии крановой нагрузки неиосредствбняо да какую-
либо колонну в других колоннах усилия возникать не будут.
90

Крайняя колонна по оси Л. Наибольшая нагрузка «а
колонну от двух кранов, как было вычислено ранее, составляет:
?>макс = 45,6 тс=456 кН. Эксцентрицитет этой силы
относительно оси подкрановой части колонн будет, очевидно, таким
же, как эксцентрицитет силы Р* (см. рис, 39), т. е. ео=0,35 см.
Таким образом, внешний момент, создаваемый силой DM&KC>
M = DuaKOe9 = 45,6-0,35= 16 тс-м = 160 кН-м.
Расчетная схема колонны показана на ,рис. 45,а.
Опорная реакция в неподвижном шарнире вычисляется по
формуле п. 2 табл. VI.3 ,ггрил. VI:
В =
ЪМ (1—а2) 3-16 (1 —0,345й)
= 1,43 тс = 14,3 кН.
2//ст(1+?кр) 2-11 (1+0,342)
Направлена эта реакция от оси Б к оси Л.
Изгибающий момент в сечении колонны:
выше уровня уступа''
АР=— ВЯв = — 1,43-3,8 = — 5,43 тс-м = —54,3 кН-м;
ниже уровня- уступа
Мн = Мв + М = — 5,43 + 16 = + 10,57 тс-м = 105,7 кНм;
у обреза фундамента
М° = — ВНСГ + М = — 1,43-11 -4- 16 = +0,3 тс-м = 3 кН-м.
Эпюра моментов в крайней колонне показана на рис. 45,6.
¦Продольная сила, действующая в колонне, очевидно, будет
равна:
а) .
>к-*к
в=тю
б)
N-45,6/456)
Щ^_ МИ=Ю,57(105$
\м=16{!60)
М°=0,3(3)
-V М//7
М*~5,43
HW)
N*45,6
("56)
(d>—® ©
ю
N^Sfofmj
\MH;-f9,5(-Wj
N=45,6(456}
Рис. 45. К расчету крайней
колонны по оси А на
вертикальную нагрузку от мостовых
кранов
схема; 6 — эпюра
а — расчетная
моментов
Рис. 46. К расчету средней
колонны по оси Б на вертикальную
нагрузку от мостовых кранов
а — 1раочетная схема; б — эпюра
моментов
# = ?>макс = 45,6 тс = 456 кН.
9]

Средняя колонна по оси Б. Наибольшая нагрузка на
колонну от двух кранов, расположенных в одном пролете, например
в пролете А—Б, составляет, как уже указывалось, А*акс=
=45,6 тс=456 кН. Эксцентрицитет этой силы (см. рис, 37)
равен Я=0,75 м. Внешний момент, создаваемый силой ?>мак0;
М = ОмаКСЯ= — 45,6-0,75 = — 34,3 тс-м = —343 кН-м.
Расчетная схема колонны показана на рис. 46,а.
Опорная реакция в неподвижном шарнире
8Af(l-tf) = 3-34,3 0-0.345^ тс = 39кН
2 Яст (1+*ср) 2-11 (1+0,057)
Направлена эта реакция при расположении кранов в
пролете А—Б от оси А к оси Б.
Изгибающий момент в сечении:
выше уровня уступа
АР = ВЯв = 3,9-3,8= + 14,8 тс-м = 148 кН-м;
ниже уровня уступа
МВ = МШ + М = + 14,8 —34,3 = —19,5 тс-м = — 195 кН-м;
у обреза фундамента
М° = ВH„ + Nt=- 3,9-11 — 34,3 = 8,6 тс-м = 86 кН-м.
Эпюра моментов- в средней колонне показана на рис. 46,6. При
расположении кранов в пролете Б—В эпюра моментов будет
иметь вид зеркального изображения, т. е. . знаки изгибающих
моментов следует изменить на обратные.
.Продольная сила в колонне jV —Д*акс—45,6 тс=456 кН.
е) УСИЛИЯ ОТ ТОРМОЗНОЙ СИЛЫ
Тормозная сила Г=1,65 тс=16,5 кН приложена на урввне
верха головки рельса подкранового пути. Расстояние от этого
уровня до верха колонн Ят~0,7Яв=0,7-3,8=2,7 м.
Как и при "действии вертикальной крановой нагрузки,
принято, что верхние концы колонн не имеют смещения.
Крайняя колонна по оси А. Рассматривается загружение
колонны тормозной силой в направлении от оси Б к оси А.
Расчетная схема для этого случая показана на рис. 47,а.
Опорная реакция в шарнире определяется по формуле п. 3
табл. VI.3 прил. VI:
0 Т (1—а) 1,65 (1—0,345)
В = , , L -= — - —^—- = 0,8 тс = 8 кН.
1+*кр 1+0,342
Опорная реакция направлена от оси А к оси Б.
Изгибающий момент в сечении:
на уровне тормозной силы
Af = В Нг = 0,8-2,7 = 2,2 тс-м = 22 кН-м;
92

Ф
B*QjB{8)
в)
^WtV
- ' МТ=22Щ \
Ms=i,3d3m -7,3(-13)
*4JH4_
®-4D ® '
Рис. 47. К расчету крайней
колонны по оси А на действие
тормозной силы
а — расчетная схема; 6 — эпюра
моментов
О)
Т-1,65
(16,5)
?-1,02(10,2)
*F V
J:
2J(2l}\
777
777"
-U
Мт=-2,в(-28)
< ?А-2М-21)
^«i-Vf-гЛ
(25/'
Рис. 48. К расчету средней
колонны по оси Б на действие
тормозной силы
а —расчетная схема; б — эпюра
моментов
на уровне уступа
МВ=ВНЪ — Т (Я, —Ят) = 0,8-3,8>- 1,65"(3,8 —2-7)=1,3 тсм=13 кНм;
на уровне обреза фундамента
М°=ВЯСТ — Т (Яст —Ят) = 0,8-11— 1,65 (11—2,7) = —4,9 тсм =
= —49 кН-м.
Эпюра изгибающих моментов показала на рис. 47,6. При
действии тормозной силы в обратном направлении, т. е. от
оси А к оси Б, эпюра моментов будет иметь зеркальное
изображение, показанное на рис. 47 пунктиром.
Средняя колонна по оси Б. Рассматривается загружение
колонны тормозной силой в направлении от оси А к оси Б.
Расчетная схема для этого случая показана на рис. 48,а.
Опорную реакцию в шарнире определяем по указанной
выше формуле:
1,65 (1—0,345)
Д= .+0,057 ='.02гсМ=10,2кН.М.
Опорная реакция направлена от оси Б к оси А.
Изгибающий момент в сечении:
на уровне тормозной силы
Л? = — ВЯт = —1,02-2,7 = — 2,8 тсм = —28 кН-м;
на уровне уступа
АР = — ВНЪ + Т (Яв — Ят) = —1,02-3,8 + 1,65 (3,8 — 2,7) =
= — 2,1 тсм = —21 кН-м;
на уровне обреза фундамента
Л4°= — BffCT + T (Яст — Ят) = -1,02-11 +1,65 (11—2,7) =
= + 2;5 тем = 25 кНм.
93

Эпюра изгибающих моментов приведена на рис. 48,6. При
действии тормозной силы в обратном направлении, т. е. от оси
Б к оси Л, эпюра моментов будет иметь зеркальное
изображение, показанное на рис. 48 пунктиром.
ж) РАСЧЕТНЫЕ ЗНАЧЕНИЯ УСИЛИЙ В КОЛОННАХ
Результаты вычислений усилий в сечениях крайней и
средней колонн от различных нагрузок сведены ,в табл. 15. Из
всех воздействий (нагрузок) только первое, т. е. постоянная
нагрузка (от собственного веса), является длительно
действующим. Все остальные воздействия являются кратковременно
действующими. Для упрощения расчета ветровая нагрузка
включена в основное сочетание нагрузок. Таким образом, при
одновременном учете снеговой и ветровой нагрузок и нагрузок
от двух кранов коэффициент 0,9 не вводится, что незначительно
повышает запас надежности расчета.
В нижней части табл. 15 вычислены наибольшие Ммакс и
наименьшие -/VI мин суммарные значения изгибающих моментов и
соответствующие значения продольной силы iVCooTB
наибольшие Ломаке суммарные значения продольной силы и
соответствующие значения изгибающих моментов Мсоотв- В квадратных
скобках перечислены номера воздействий (нагрузок),
учитываемых цри вычислении данного суммарного усилия.
Подкрановая часть средней колонны должна быть
проверена не только на сочетания нагрузок, приведенные в табл. 15,
но также и на нагрузки, возникающие при действии четырех
кранов, расположенных по обе стороны колонны. В этом
случае самым неблагоприятным будет дополнительное сочетание,
включающее все виды кратковременно действующих нагрузок.
Наиболее напряженным 'будет сечение у обреза фундамента.
Кратковременно действующие нагрузки при этом сочетании
принимаются с коэффициентом 0,9.
Пользуясь данными табл. 15, находим составляющую
продольной силы от длительно действующей нагрузки Л^дл =
= 69,3 тс —693 кН и от кратковременно действующих нагрузок
Л'к= (15,2+45,6+45,6)0,9=95,8 тс=958 кН. Момент в сечении
колонны у обреза фундамента, возникающий от
кратковременно действующих нагрузок, равен: M=i(2,5+10,9)0,9 =
= 12,1 тс-м=121 кН-м.
4. КОНСТРУКТИВНЫЙ РАСЧЕТ КОЛОНН
а) СРЕДНЯЯ КОЛОННА
Надкрановая часть. Наиболее напряженным является
сечение .выше уступа. Из табл. 15 видно, что расчет должен
проводиться на действие изгибающего момента М=20,64 тсмм =
= 206,4 кН-м и продольной силы ЛГ=68,1 гс=681 кН.
94

Таблица 15. Изгибающие моменты М, тс-м (кНм) и продольные силы N, тс (кН)
ш
X
и
я
в
2
1
2
3
4
&
6
7
8
Нагрузка
Постоянная
(собственный вес)
Снеговая
Крановая ID )
макс
при крайнем
положении тележки слева
от колонны
То же. справа от
колонны
Тормозная сила Т при
действии в
направлении от оси А к оси Б
То же. от оси Б к
оси А
Ветровая при
действии ветра в
направлении от оси А к
оси Б
То же. от оси Б к
оси А
2
m g
«S
о *
о"
Й О.
41, б
42. б
46, б
45, б.
46. б
47, б
48,6
47. б
48, б
44
44
Сечения
выше уступа
мв
+3,72
(37,2)
+0,54
(6,4)
—5,43
(-54.3)
—1,3
(-13)
+1,3
(13)
+1.8
(18)
—2,05
(-20,5)
N
26,5
(265)
7.6
(76)
0
0
0
0
0
крайней колонны по
ниже уступа
Л1Н
—7,18
(-71,8)
—1,04
(-10,4)
+ 1 ,5
(105,7)
—1,3
(-13)
+1,3
(13)
+1.8
(18)
—2,05
(-20,5)
N
43,9
(439)
7,6
(76)
45,
(456)
0
0
0
0
оси А
на уровне
обреза
фундамента
М°
—0.2
(-2)
0
+0.
(3)
+4,9
(49)
-4,9
(-49)
+13,12
(131,2)
—12
(-120)
ЛГ
50,3
(503)
7,6
(76)
45,6
(456)
0
0
0
0
Сечения <
выше уступа
Af*
0
0
+14,8
(148)
—14,8
(-148)
—2.1
(-21)
+2,1
(21)
+3,74
(37.4)
—3,74
(-37,4)
N
52,9
(529)
15,2
(132)
0
0
0
0
0
0
:редней колонны по
ниже уступа
мн
0
0
—19,5
(-195)
+19,5
(195)
—2,1
(-21)
+2,1
(21)
+3,74
(37,4)
—3,74
(-37,4)
N
6,29
(629)
15.2
(152)
45,6
(456)
45,'б
(456)
0
0
0
0
оси Б
на уровне
обреза
фундамента
М°
0
0
+8,6
(86)
—8,6
(-86)
+2.5
(25)
—2,5
(-25)
+10,9
(109)
—10,9
(-109)
N
69,3
(693)
15,2
(152)
45,6
(456)
45,6
,(456)
0
0
0
0
м
[1. 2, в. 7]
7,36
(73,6)
34,1
(341)
[1. 4, 6, 7]
+6,49
(64,9)
89,5
(895)
[1. 2.
4, 5, 7]
18,1 103.5
(181,2)1 (1035)
[1. 2, 3,
6, 7]
+20,64
(2064)
68,1
(681)
[1. 2, 4,
6, 71
+25.34
(253,4)
123,7
(1237)
[1, 2.
3. 5, 7]
22
(220)
М : N
мин соотв
П. 4. 5,
8J
—5.06
(—50,6)
26.5
(265)
[1, 2, 8]
—10,27
(—102,7)
51,5
(515)
[1, 2.
4, 6, 8]
-16.8
(-168)
[1. 2, 4,
5, 8]
103,5 —20,64
(1035) I (—206,4)
68,1
(681)
[1, 2, 3,
5, 8]
-25,34
(—253,4)
123,7
(1237)
[1. 2,
4, 6, 8]
—22
(—220)
к, - М
Л/макс coot в
+7,36
(+73.6)
П. 2.
6. 7]
34.1
(341)
+5,45
(54.5)
[1. 2,
4. 6, 7]
97,1
(971)
+18,1
(181,2)
[I, 2. I
4, 5, 7]
103.5 +20,64
(1035) I (206,4)
[1. 2,
3, 6, 7]
68.1
(681)
+25,34
(253.4)
[1, 2,
4, 6, 7]
123,7
(1237)
+22
(220)
I [1. 2.
3, 5, 7]
130,1
I (1301)

Расчетная длина надкрановой части колонны, согласно
данным [14], /0=2ЯВ=2-З,8 = 7,6м. Сечение надкраашой части
колонны ранее было принято Ь—40ом и /ib=60cm.
Эксцентрицитет «продольной силы
е0 = 20,64/68,1 = 206,4/681 = 0,3 м = 30 см.
Отношение Я=760/60=1|2,7>-4, поэтому необходим учет
прогиба -колонны умножением значения во на коэффициент
4 =
1 - (Л/ЛЬ,)
Условная критическая .сила для прямоугольных сечений с
еимметричной арматурой, в соответствии с указаниями [14],
определяется по формуле
#кр =
1,6Яб6Л,
^-[itM^l]
В этой формуле коэффициент, учитывающий -влияние
эксцентрицитета,
ke= o,i+'<//**) +0,1;
коэффициент, учитывающий влияние длительности действия
нагрузки,
Йдл-1+Р
Мдл
м
Для тяжелого бетона P=il. Действующий на колонну
момент возникает только от кратковременной наорузки,
следовательно: Л1дл=0 и Лдл=,1. Для элементов без предварите ль-
ного напряжения ka=,l.
Значение коэффициента t=e0!hB=30/60=0,5, что
превосходит минимальное значение ?шш=0,5—0,01А.—0,001 ^пр—0.5—
—0,01-12,7—0,001-90=0,277. Таким образам,
ke^ п ,0,1* ^ +0,1=0,283.
е 0,1 +0,50
В первом приближении принимаем ц=0ДЮ5. Начальный
модуль упругости «бетона при тепловой обработке ?б=
=2,15-105 кгс/см2=2150 кН/см2. Отношение
?а 2-10»
И"?в"2.15.10» " '
Расстояние от центра тяжести сечения арматуры до грани
колонны принято а=д'=4,5 см. При этом /to=/iB—а=60—
—4,5=55,5 см.
Подставляя полученные значения, будем иметь
1,6-2,15-10»-40-60
кр 12.7»
55,5 — 4,5 \а
Ч
96
— 0,283 +0,005.9,3 X
/ 55,5 — 4,5 У
{ 60 )
= 655 000 кгс = 655 тс = 6550 кН.

Коэффициент
ч-—кг-1-"-
655
Граничное значение |н=0,660 принято по табл. V.2 прил. V
при бетоне марки М. 200, арматуре класса А-Ш и коэффициенте
тб1=0,85, который назначен из условия, что основная нагрузка
на надколонную часть колонны длительно действующая. При
этом в соответствии с табл. IV. 1 прил. IV, расчетное
сопротивление сжатию #пр=0,85-90=76 кгс/см2=й,76 кН/см2.
Относительная высота сжатой зоны при первом случае вне-
центренного сжатия и при симметричной арматуре
N 68100 681 .
? = = = = 0,402 <?- = 0,660.
Rnpbht 76-40.55,5 0,76-40.55,5 ' ^ *
Следовательно, действительно имеем первый случай внецент-
ренного сжатия.
Эксцентрицитет относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры с учетом прогиба
hH 60
e = e07j+-^ — а = 30-1,12 + — —4,5 = 59,1 см.
Необходимое сечение симметричной арматуры
__ , N [е — ftp (1—0,5Щ 68100 [59,1-55,5 (1—0,5-0,402)]
ра-?а- i?aiC(Ao—в') "" . 3400(55,5 — 4,5) ~
= 5,9 см2.
Принимаем 202OAIII с ^=^=6,28 см2.
Значение коэффициента армирования
К 6,28
и = —— = —¦— = 0,0052
р bh 40-60
незначительно отличается от взятого предварительно, поэтому
принятое сечение арматуры может остаться без изменения.
Определим теперь несущую способность надкрановой части
колонны при возникновении случайного эксцентрицитета ео*=*
= Ь/30=40/30=1,3 см в направлении, перпендикулярном к
плоскости рамы.
Расчетная длина надкрановой части колонны принята: 10=
=2//в=2-3,8=7,6м. Отношение X=i0/&=7,6/0,4=19>4,
поэтому необходим учет прогиба. При учете только случайного
эксцентрицитета для колонн с симметричной арматурой из
тяжелого бетона расчет может быть проведен по формуле
JVHec = ф т [Rnp F + Ra с (F. + F'a)].
4 А. Н. Кувалдив, Г. С. Клевцова 97

При 6=40 cm]>i20 см принимается m =
и а определяем по формулам
Ф = Фб + 2 (<рж — фб) а и a = ц
При ц=0,0052
1. Коэффициенты ф
Ra
/?.
пр
a = 0,0052
3400
76
34
= 0,0052 -— =0,233.
0,76
Для упрощения в запас надежности расчета вся нагрузка
принята длительно действующая и, следовательно, NnJI/N=l.
Интерполируя данные табл. V.3 и V.4 дрил. V при Я= 19,
находим фб=0,65 и фж=0,765. При этих значениях
ф = 0,65 + 2 (0,765 — 0,65)0,233 = 0,7.
Площадь сечения арматуры Fa-\-Fа =2*6,28=12,56 см2.
Подставляя полученные данные, имеем .
#яес = 0,7-1 [76-40.60 + 3400.12,561 =157 000 кгс = 1570 кН,
что значительно превосходит действующую нагрузку N~
=,68,1 те=681 кН. Следовательно, принятое сечение арматуры
может остаться без изменения.
Больший размер грани колонны /гв=60 см. При а=а'=>
=4,5 см расстояние между осями стержней hB—а—а'=60—
—4,5^-4,5=61 см>40см, поэтому у середины этих граней
устанавливается конструктивная арматура из стержней диаметром
20 мм.
Поперечная арматура в виде вязаных хомутов принята из
арматурной стали 06AI с шагом u=15rfi=15-20=300мм.
Сечение надкрановой части колонны показано на рис. 49.
S66AI 202ОАЩ 2И20АШ
— V I -У й|
\ A ^Ol
06АI 2022АШ 2022АШ
022А1П
5
пн=80
Рис. 49. Поперечное сечение
надкрановой части средней
колонны
Рис. 50. Поперечное сечение
подкрановой части средней
колонны
Подкрановая часть. Наибольший изгибающий момент М =
= 26,34 тс-м=253,4 кН-м возникает от кратковременных
нагрузок в сечении ниже уступа. При этом продольная сила JV=*
=123,7 тс=1237 кН. Расчетная длина подкрановой части
колонны, согласно данным [14], /<*=1,5 Ян=Л,5-7,2=110,8 м.
Сечение подкрановой части колонны, как было принято ранее: Ь =
=40 см; Лв*=80 см=0,8 м. Эксцентрицитет продольной силы
e„ = MlN =25,34/123,7 = 0,205 ы~20,5 см.
98

Отношение а,=/о/Лн=10,8/0,8=.13,5>4, поэтому необходим
учет прогиба колонны.
Как и ранее, &дп=1 и ka=.\. Значение коэффициента t=
= L//iH= —^=0,256 меньше минимального значения *м^щ=
80
=0,5—0,01Я — 0,001Я Пр =0,5—0,01-13,5 —0,001-90 =0,26.9,
которое и должно быть принято при вычислении коэффициента,
учитывающего эксцентрицитет,
*'-0,l+'ol269+°-1=M-
В первом приближении принимаем минимальное значение
ц=0,002. Расстояние от центра тяжести арматуры F& и Fe до
граней колонны а=а'=5 см. При этом рабочая высота сечения
ho=hn — а=80—5=75 см. Подставляя полученные данные,
найдем
_1,6-2,15-106-40-80
'кр
NKr> =
Г 1 /75 — 5\а~|
[т 0,4 + 0,002-9.3 ("й- -
Коэффициент
13,5а
= 890 000 кгс = 890 тс = 8900 кН.
т]= = 1,17.
' 123,7
890
Основную часть нагрузки на колонны составляет нагрузка от
кранов, поэтому следует (принять tnoi = l (несколько меньше
предельного значения /Пб1 = 1,1). По табл. V.2 прил. V находим
граничное значение относительной высоты сжатой зоны |н=0,62.
Относительная высота сжатой зоны первого случая внецент-
ренного сжатия при симметричном армировании
123 700
? = 0 46<5-=0,62.
ь 90-40-75 ^**
Следовательно, действительно имеет место первый случай вне-
центренного сжатия.
Эксцентрицитет относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры с учетом прогиба
80
е = 20,5-1,17 + —- —5 —59 см.
2
Необходимое сечение арматуры
_ 123 700 [59 — 75 (1 — 0,50,46)1
Fа = 3400 (75-Б) °'7 Ш''
Таким образом, по расчету арматура почти не требуется.
•Согласно табл. 1.1 прил. I, минимальное сечение арматуры
Fa = Р'я = 0,002ЬАН = 0.0024080 = 6,4 см2.
Принято 2022AIII с /^ Fa =.7,6 см2.
«* А. Н. Кувалдин, Г. С. Клевцова
99

Вязаные хомуты из арматуры класса A-I, диаметром d2=
=6 мм1>0,25 di=0,25-22=5,5 мм устанавливаются по длине
колонны с шагом «=300 мм <;15di =15 -32=330 мм.
Расстояние между осями крайних стержней: hH — а — а'=
= 80—5—5=70 см>40 см, поэтому с каждой стороны
устанавливается дополнительно по два стержня диаметром 22 мм. Сечение
колонны показано на рис. 50.
Проверим теперь прочность принятого сечения колонны на
нагрузки, возникающие при действии четырех кранов.
Продольная сила в этом случае равна
^ = ^ + ^ = 69,3 + 95,8=165,1 тс =1651 кН;
изгибающий момент в сечении у обреза фундамента
М=\2,1 тсм = 121 кН-и;
эксцентрицитет
«, = 12,1/165,1=0,073 м = 7,3 см;
коэффициент
1 = 1,23.
1 _* 165'1
-^890
Относительная высота сжатой зоны бетона
165100 i
Следовательно, имеет место первый случай внецентренного
сжатия.
Эксцентрицитет относительно центра тяжести сечения
растянутой арматуры
/ц. 80
• = е.Ч + -^—в'= 7,3,1,23+—-5 = 44 см.
Несущая способность сечения
R^btfl (1_о,5Е)+Яа.с/;(Л.-а')
ли« =
в
90-40-75» - 0,615 (1—0,50,615) + 3400-7,6 (75 — 5)
в 44 ~~
*= 227 000 кгс = 227 тс = 2270 кН, ^
что значительно превосходит действующую продольную силу
#=* 165,1 тс=1651 кН.
Проверку прочности колонны при случайном эксцентрицитете
в плоскости, перпендикулярной к плоскости рамы, предлагается
выполнить самостоятельно.
100

б) КРАЙНЯЯ КОЛОННА
Надкрановая часть. Из табл. 15 видно, что наиболее
невыгодной комбинацией нагрузок является действие продольной силы
Л; = 34,1 тс=341 кН и соответственно момента от
кратковременных нагрузок Л1 = 7,36 тс -м = 73,6 кН-м.
Расчетная длина надкрановой части колонны, как и ранее,
принята: /о=2//в=2- 3,8=7,6 м, сечение этой части колонныз
Ь=40см, /ib=38cm. Армирование принимаем симметричным.
Эксцентрицитет продольной силы
«, = 7,36/34,1=0,214 м = 21,4 см.
Отношение А,=УЛВ=760/38 = 20>4, поэтому необходим
учет прогиба.
Значение коэффициента f=21,4/38=0,57 превосходит
минимальное значение 2вдш=0,5—0,01 X—0,001 /?Щ)=0,5—
—0,01*20—0,001-90=0,206. Как и при расчете средней кюлон-
ны, принято &дл=1 и ka=]\.
Коэффициент
0,11 0,11
*' = -5TTT + (M=o,1+o,57+0'' = 0'263-
При а=а'=4,5см рабочая высота сечения /io=38—4,5=
= 33,5 см. В первом приближении коэффициент армирования
принят ц.=0,01. Отношение
2-ю»
Подставляя полученные данные в формулу для определения
условной критической силы, будем иметь
Цо.™ + о,,9,(^±)']
1,6 2,15.10^.40 38 [_1_ л осо п ( 33,5—',4,5
Nk»~ 20»
= 185000 кгс=185 тс = 1850 кН.
Коэффициент
185
Относительная высота сжатой зоны в предположении первого
случая внецентренного сжатия
34 100
? = ^ лл пп F = 0,334,
76-40.33,5
что меньше граничного значения |я=0,660, следовательно,
имеет место первый случай внецентренного сжатия.
101

Эксцентрицитет относительно центра тяжести сечения растя-
яутой арматуры
h ЧЯ
e^e0Ti-\-~-— а'= 21,4-1,23 + —- —4,5 = 41 см.
Необходимое сечение арматуры
34100 [41—33,5 (1—0,5-0,334)1
Fa^F.=
3400 (33,5 — 4,5)
Принято 2018AIII с /^=5,09 см2.
Коэффициент
5,09
ц = —^=0,0034,
= 4,6 сма.
40 -38
тогда
к 1,е'2
15- 105.40-38
20а
Коэффициент
= 136 000
[т
кгс =
0,263 + 0,0034
9,3
= 136 тс = 1360 кН.
/33,5—4,5\81
[ 38 /J
л =
34,1
= 1,34.
Эксцентрицитет
136
38
е = 21,4-1,34+ —— — 4,5 = 43,1 см.
Необходимое сечение арматуры
34100 [43,1—33,5 (1—0,50,334)]
3400 (33,5 — 4,5)
F* = Fa =
= 5,2 сма.
Окончательно следует принять 202OAIII с Fa=/7a = 6,28 см2.
Поперечная арматура из стали класса A-I, диаметром d2—
==6 мм > 0,25 ^==0,25-20 = 5 мм, шаг поперечной арматуры в
вязаном каркасе w=300mm. Сечение надкрановой части
колонны показано на рис. 51.
06 А1 202ОАШ
Рис. 51. Поперечное сечение
надкрановой части крайней
колонны
Подкрановая часть. Сечение этой части колонны принимается
таким же, как сечение подкрановой части средней колонны.
Усилия же, действующие в крайней колонне, несколько меньше,
поэтому проверку прочности можно не проводить.
102

Раздел III
РАСЧЕТ БАЛОЧНЫХ ПЕРЕКРЫТИИ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИИ С НЕПОЛНЫМ
И ПОЛНЫМ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМ КАРКАСОМ
Пример 8
РАСЧЕТ СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
ГРАЖДАНСКОГО ЗДАНИЯ
Запроектировать сборное балочное перекрытие администра*
тивного корпуса. Место строительства — Москва. Здание
шестиэтажное с плоской невентилируемой кровлей и кирпичными
несущими стенами, высота этажа 3,6 м. Размеры здания в плане
24X60 м. Полезная временная нагрузка ры=400 кгс/м2—
=4000 Н/м2, в том числе 200 кгс/м2=2000 Н/м2 — длительно
действующая и 200 кгс/м2=2000 Н/м2 — кратковременно
действующая (см. примеч. 2, табл. III. 2 прил. III).
1. ОБЩЕЕ РЕШЕНИЕ
а) РАЗБИВКА СЕТКИ КОЛОНН
В соответствии с заданием ограждающими конструкциями
здания являются кирпичные несущие стены, поэтому несущие
конструкции будут представлять собой сборное балочное
перекрытие с неполным железобетонным каркасом.
Учитывая размеры здания в плане и существующую
номенклатуру сборных железобетонных элементов для жилых и
общественных зданий, принимаем сетку колонн 6X6 м. Тогда
здание будет иметь в поперечном направлении четыре пролета по
6 м и в продольном направлении десять пролетов по 6 м.
Ригели располагают поперек здания. В продольном направлении по
ригелям укладывают плиты перекрытия. Привязка поперечных
и продольных осей показана на рис, 59.
б) ВЫБОР основных конструкции
и их ориентировочных размеров
Все элементы сборного балочного перекрытия выбирают по
номенклатуре на сборные железобетонные элементы для жилых
и общественных зданий. Размеры элементов назначают
ориентировочно в соответствии с номенклатурой и в дальнейшем их
проверяют расчетом.
Колонны (рис. 52) квадратные сечением 40X40 см,
двухъярусные, с прямоугольными консолями размером 15X15 см. Ого-
103

та
г
йг=п.
tot/
и
150
?
7200
3
/
Рис. 52. Колонна
а)
«г
А
7
ч
с
=^?
W
I)
е
г
5780
Щцрооо^СооооБ
ш
Рис. 53. Ригели
а — ригель среднего пролета; б — ригель крайнего пролета
ловок колонн поднимается
над плитами перекрытия на
60 см. Нижнюю ветвь
колонн первого этажа
заделывают в стакан фундамента.
Ригели. Минимально
допустимая высота ригеля
(Vi2 - Vio) /• При пролете
ригеля 6 м /i— (V12 — Vio)
600=50... 60см. По
номенклатуре принимаем высоту
ригеля 60 см.
Ширина ригеля Ь= (7з...
...V4)i*=.(V....V4) 60=20...
... 15 см. Принимаем " (по номенклатуре) Ъ=20 см. Ригель
имеет полочку для опирания плит перекрытия и подрезку
по торцам. В соответствии с номенклатурой окончательно
выбираем ригели, приведенные на рис. 53. При этом длина
рнгеля среднего пролета
I = /i — Ьк — 2 • 1,5 = 600 — 40 — 3 = 557 см,
1S80
Рис. 54. Плита перекрытия
104

где 1,5 см — зазор между торцом ригеля и колонной. Длина
ригеля крайнего пролета
I = /г — — — 1,5 — (d — dx) = 600 — -—- — 1,5 — 0,5 = 578 см,
40
2
где di = 24,5 см — заделка ригеля в кирпичную стену; d=
=25 см — привязка к оси.
Плиты пустотные с круглыми пустотами диаметром 159 мм
(рис. 54). Длина плиты около 6 м, тогда требуется высота
плиты httlho /=7зо 600== 20 см. По номенклатуре высоту плиты
принимаем 22 см. Номинальная ширина плиты при пролете
ригеля 6 м может быть принята 2 м, что позволяет наиболее
удобно разложить плиты по перекрытию и соответствует
номенклатуре. В соответствии с п. 5.51 i[2], ширина швов между плитами
20 мм, тогда конструктивная ширина плиты
В —В» — 20 = 2000 — 20 = 1980 мм.
Наименьшее расстояние между отверстиями 30 мм. Принимая
толщину промежуточных ребер 30 мм, определим требуемое
число отверстий:
л =1980: (159 + 30) я 10 шт.
Принимаем 10 отверстий, тогда число промежуточных ре-
бер будет 9.
Ширина крайних ребер
1980— 10159 —9 30
= 60 мм,
2
При боковых срезах по 15 мм минимальная толщина
крайних ребер: 60—15=45 мм. Так как высота плиты 220 мм, а диа-
Рис. 55. Конструкция
пола
1 — линолеум; 2 —
холодная мастика; 3 — цемент-
но-лесчаная стяжка; 4—
древесно-волокпнстые
.плиты; 6 — пергамин; € —
железобетонная плита с
круглыми пустотами
Рис. 56. Конструкция
покрытия
I — рубероид на
мастике; 2 — цементно-песча-
ная стяжка; 3 —
керамзит; 4 — пергамин; 5 —
железобетонная пдрта с
круглыми пустотами
105

метр отверстия 159 мм, расстояние от отверстия до наружной
поверхности плиты
. 220 - 159 оЛ е
па = = 30,5 мм.
2
При этом длина плиты l—l2 — bv — 2-20=6000—200—2-20 =
= 5760 мм, где 20 мм — зазор между торцом плиты и боковой
гранью ригеля.
Фундамент под кирпичные стены ленточный, под колонны —
ступенчатый стаканного типа. В связи с тем, что полы первого
этажа запроектированы по грунту, а фундамент принят
нулевого цикла, верхний обрез стаканных фундаментов должен быть
на отметке—0,15 м.
Полы на перекрытиях. Здание административного
назначения, поэтому полы приняты из линолеума. Конструкция полов
взята по СНиП И-В.8-71 (рис. 55).
Покрытие на кровле. Кровля плоская с внутренним
водостоком. Покрытие кровли принято из четырех слоев рубероида.
Конструкция покрытия приведена на рис. 56.
Стыки. Стык колонны с колонной, выполняемый на втором и
четвертом этажах, принят сварной со стальным оголовком,
центрирующей пластиной и последующим обетонированием
(рис. 57). Стык ригеля с колонной также сварной, обетониро-
ванный принят в соответствии с номенклатурой КМС-101 (оис.
58).
обварить по контцрц
и обетониробать
Узе/г А
Рис. 57, Стык колонны с ко- Рис. 58. Стык ригеля с колонной
ЛОННОй 1—колонна; 2 — связи из полосовой стали; 3 —
i-жолояла; 2 - аертихальные связевая плита перекрытия; 4 — стыковые
настольные листы; 3 — горизонталь- кладки; S — ригель
иые стальные листы
в) СХЕМА ПЕРЕКРЫТИЯ
Сетка колонн 6X6 м. Привязка продольных стен нулевая,
торцовых — 250 мм. Ширина рядовых и межколонных плит 2 м.
При четырех пролетах по 6 м в одном ряду располагают три
межколонные плиты с усиленными продольными ребрами и
восемь рядовых плит. Межколонные плиты соединяют друг с дру-
106

* t 3 Ч 5 6
Рис. 59. Маркировочный план перекрытия
;ШЯ^ЙШШ8Ш^^
А Б В Г
Рис. 60. Маркировочный поперечный разрез здания
$777%
Д
гом стальными полосовыми связями на сварке и, кроме того,
приваривают к колоннам. Рядовые плиты укладывают свободно
на полки ригелей. У продольных стен укладывают сплошные,
б^спустотные доборные плиты шириной 1 м, толщиной 220 мм.
Схема раскладки плит перекрытия и маркировка элементов пе*
рекрытия показаны на рис. 59, 60.
107

2. РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Рассчитаем рядовую плиту принятого выше перекрытия.
Расчет проводим только по первой группе предельных состояний.
Плита размером 5760X2000X220 мм имеет десять круглых
пустот. В соответствии с табл. III.3 прил. III вес 1 м2 плиты равен
260 кгс.
а) РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
И РАСЧЕТНОЕ СЕЧЕНИЕ ПЛИТЫ
Расчетная схема плиты приведена на рис. 61. Плита работает
как однопролетная свободно опертая балка. Расчетный пролет
плиты равен расстоянию между серединами опор (рис. 62). При
шаге ригелей 6000 мм, ширине ригеля 200 мм, ширине полочек
& U --5680 '
Рис. 61. Расчетная схема плиты
^
VrirnTrrr^J
-*-u-UJJ lean.
Рис. 62. Схема опирания плиты
на ригели
200 Л0
5/60
20^, 200
10 =5680
1=6000
100 мм н зазоре между боковой гранью ригеля и торцом плиты
20 мм ширина опоры получается 80 мм, а длина плиты 5760 мм.
Тогда расчетный пролет плиты
80
/„ = 5760 — 2 = 5680 мм.
2
Расчетное сечение плиты при расчете на прочность может
рассматриваться как тавровое 'высотой 220 мм и толщиной
полочки ka =30,5 мм (рис. 63). Ширина верхней полки тавра
108

fe
Рис. 63. Расчетное сечение
плиты
-оооо
Ьр=360
должна быть принята с учетом боковых подрезок — шпонок,
длина которых в данной плите по 15 мм:
Ъ'„ = 1980 — 2 15 = 1950 мм.
Ширина ребра 6Р расчетного сечения равняется сумме
толщин всех ребер и может быть определена следующим образом!
6р=Д — 2-15 — 159.10=1980 — 30 — 1590 = 360 им.
Рабочая высота сечения
ht^h—h = — =220—15 —10 = 195 мм,
з.с 2
где Лэ.с принято в соответствии в п. 12 прил. I.
б) НАГРУЗКА НА ПЛИТУ ПЕРЕКРЫТИЯ
Нагрузка на плиту складывается из постоянной нагрузки —
собственного веса элементов и временной нагрузки,
действующей на перекрытие. Временная, полезная, нагрузка в
соответствии с заданием равна 400 кгс/м2 (4000 Н/м2), в том числе:
рДл=200 кгс/м2=2000 Н/м2 и ркр=200 кгс/м2=2000 Н/м2.
Подсчет нагрузки на 1 м2 перекрытия приведен в табл. 16.
Номинальная ширина плиты перекрытия Вн=2000 мм=2 м.
Нагрузка на 1 м длины плиты собирается с ее номинальной
ширины 4
q = qnBa = 930-2 = 1860 кгс/м * 1900 кгс/м м 19 кН/м.
109

Таблица 16. Подсчет нагрузки
Нагрузка
Линолеум
Мастика
Цементмо-пес-
ча«ая стяжка

Древесноволокнистые плиты
Пергамин
Железобетон-
лая плита
Итого
постоянная
Временная:
длительная

кратковременная
Итого
временная
Полная
Нормативная нагрузка
кгс/м1
0,005-1100 =
= 5,5
0,002-1000=2
0,040-2000=80
0,02-200=4
0,003 - 600 = 1,8
260
g„ =353,3 «
«360
200
200
Pl =400
91 =760
Н/м»
55
20

Коэффициент

перегрузи
1.2
1,2
800 1,3
40
18
2600
3533 w
»3600
2000
2000
4000
7600
1,2
1,2
1,1
—
1,3
1,3
_
—
Расчетная нагрузка
кгс/м1
6,6
2,4
104
4,8
2,16
286
gu=405,9»
«410
260
260
Рп=520
<7п = 930
Н/м»
66
24
1040
48-
21,6
2860
4059»
»410О
2600
2600
5200
9300
в) СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПЛИТЫ
Расчет элементов на прочность производится по расчетным
нагрузкам, следовательно:
изгибающий момент
Ql\ 1900-5,68*
M = —- = -^ = 7650 кгс-ы = 76,5 кН-м;
о о
поперечная сила
Q = 0,5f/в = 0,5-1900-5,68«5400 кгс = 54 кН.
lit

г) НАЗНАЧЕНИЕ МАРОК МАТЕРИАЛОВ
Плита сборная заводского изготовления, поэтому бетон
можно принять марки не ниже М 200 и арматуру для рабочих
стержней класса А-Ш. В соответствии с табл. IV. 1 прил. IV и
примечания к ней, коэффициент условия работы для плиты тпб\ =
= 0,85, расчетное сопротивление бетона:
Япр = 0,85*90 = 76,5 кгс/см2 = 0,765 кН/сыа;
Яр = 0,85-7,5 = 6,4 кгс/см2 = 0,064 кН/сма.
Расчетное сопротивление арматуры, в соответствии с табл.
IV.4 прил. IV,
Яа = 3400 кгс/см2 = 34 кН/сма.
В качестве конструктивной арматуры принята арматурная
проволока класса B-I.
д) РАСЧЕТ НОРМАЛЬНОГО СЕЧЕНИЯ
НЕНАПРЯЖЕННОЙ ПЛИТЫ НА ПРОЧНОСТЬ
Как видно из рис. 63, h=22 см; Л0= 19,5 см; 6П=195 см;
6=36 см. Сечение тавровое. Чтобы узнать, по какому случаю
рассчитывать сечение, определим предварительно положение
нейтральной оси. С этой целью найдем момент, воспринимаемый
сечением при x=hn:
Afn = /?np&^nU-^)=76.5-195-3,()5fl9,5--^-J =
= 776000 кгссм = 77,6 кНм.
Так как Мп=7,76 тс-м>-Л1=7,7 тс-м (77,6 кН-м>
>77 кН-м), следовательно, нейтральная ось будет проходить
в пределах толщины полки, т. е. имеем первый случай работы
таврового сечения.
Произведем подбор сечения арматуры (вариант I — для
плиты с ненапрягаемой арматурой). Так как имеет место
первый случай работы таврового сечения, то расчетный
коэффициент
М _ 770000
tfnp^AS 76,5.195.19,5* ' '
По табл. V.1 прил. V у0=0,92. Необходимое сечение рабочей
арматуры
М 770000 ,п л „
F = = ¦ = 12 4 см2
' i?.AoYe 3400.19,5.0,92
Для плиты без предварительного напряжения число рабочих
стержней должно быть принято по числу ребер, т. е. 11. Тогда
требуемая площадь поперечного сечения одного рабочего
стержня составит: 12,1: 11-= 1,1 см2. Принимаем 11012AIII с F& —
= 1,131-11 — 12,44 см2 (+0,3%).
111

е) ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ НАКЛОННОГО СЕЧЕНИЯ
ПО ПОПЕРЕЧНОЙ СИЛЕ
Наклонное сечение должно удовлетворять следующему
условию [14]:
<?<0,35Япр&/1о;
Q6 = 0,35-76,5-36-19,5 =17800 кгс = 178 кН.
Так как Q=5,4 TC<Q6==17t8 тс (54 кН<178 кН), условие
соблюдается.
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном при действии
главных растягивающих напряжений:
Qe-=*i#p&Ao = 0>6-6,4.36.19,5 = 2700 кгс = 27 кН.
Так как Q=5,4 тс><2б=2,7 тс (54кН>27 кН), значит
необходим расчет поперечных стержней.
В плите 11 ребер и 10 отверстий. Вертикальные каркасы в
таких плитах ставят через 3—4 отверстия, поэтому принимаем
четыре вертикальных каркаса из арматуры класса A-I,
диаметром б мм. Вертикальные каркасы ставят независимо от рабочих
стержней, поэтому диаметр поперечных стержней назначен
произвольно.
При высоте плиты 220 мм, в соответствии с руководством
на проектирование железобетонных конструкций, шаг
поперечных стержней принят: /i/2 = 220/2—ПО'ММ. Усилие,
воспринимаемое поперечными стержнями,
Rn.x fx "
<7х = ~и ,
где п — число каркасов.
Для арматуры 06AI /х=0,283см2; #а.х=1700кгс/см2; гс = 4.
17000,283-4 !
q% = — = 176 кгс /см = 1 ,76>JkH/cm,
при этом соблюдается условие
Яр* 6,4-36
Чх>—Т~в 3 = 76,8 кгс/см.
Усилие, воспринимаемое бетоном и поперечными стержнями
совместно:
QB<J=2 у ft, Яр 6/$<7х= 2 ^2.6,4.36.19,5». 176 =
= 11 120 кгс—11,12 тс= 111,2 гН.
Для тяжелых бетонов fc=2. Так как Q=5,4TC<Qx.6=llJ2Tct
прочность наклонного сечения обеспечена.
112

В соответствии с [14] и с учетом того, что плита
воспринимает равномерную нагрузку и поперечная сила Q=5,4 тс будет
иметь место только у торцов плиты, а в середине она равна
нулю, каркасы с поперечными вертикальными стержнями ставим
только по торцам плиты на участках V^^'А-5780= 1445 мм«
«1,5 м.
ж) КОНСТРУИРОВАНИЕ ПЛИТЫ
с ненапряженной рабочей арматурой
В плитах с ненапряженной рабочей арматурой рабочие
стержни укладывают по низу плиты в каждое ребро. Эти стержни
объединяют в нижнюю сетку поперечными конструктивными
стержнями, диаметр которых назначается по условию
технологии сварки. При диаметре рабочих стержней 12 мм диаметр
поперечных горизонтальных стержней 4BI — по табл. 1.2 прил. I.
Шаг поперечных стержней принят 300 мм из расчета числа
стержней не менее трех на 1 м.
По верху плиты ставят конструктивную сетку из арматурной
проволоки класса B-I, диаметром 4 мм. В верхней сетке
продольные стержни располагают над отверстиями, поэтому их шаг
соответствует шагу отверстий, а поперечные стержни верхней
сетки ставят с шагом 150 мм. Верхнюю и нижнюю сетки с
помощью вертикальных каркасов объединяют в пространственный
каркас. Армирование плити подробно показано на рис. 64.
Определение диаметра подъемных петель. Собственный вес
плиты перекрытия (ориентировочно)
0,22-5,76-1,98-2500-0,5 = 3120 кгс = 31,2 кН,
где 0,5 — коэффициент пустотности. Коэффициенты перегрузки
при подъеме 1,5. Нагрузка от собственного веса ?—3120-1,5=
=4680 кгс=46,8 кН. Учитывая возможный перекос, эту
нагрузку распределяем не на четыре, а на три петли. Тогда
нагрузка на одну петлю составит 1560 кгс (15,6 кН).
По табл. 1.4 прил. I принимаем диаметр подъемной петли
14 мм. Конструкция петли приведена на рис. 64. Петля
выполняется из арматуры класса A-I.
В силу того, что рассматриваемая плита рядовая и на полки
ригеля укладывается свободно, она не имеет никаких закладных
деталей. Расчет плиты на прочность ограничивается только
расчетом на усилия, возникающие от эксплуатационных нагрузок,
так как усилия от собственного веса плиты, возникающие при
ее перевозке и монтаже, очень невелики. При принятой
расстановке петель плита при перевозке и монтаже работает так же,
как в перекрытии. Возникающий во время монтажа момент в
поперечном направлении с большим запасом будет воспринят
поставленной поперечной арматурой сетки.
ИЗ

г
6
¦Кр-1
(шт. 4)
800
ZL=f /* = =
— — —-
\Г» j
: ~ z_ ^
,900
-V-~~
J \-
h т
_ _i~ т
= .=• — _ -
^
•
- —
5760
— — — _^г_^---=- .= гч г:
I III
I III
J III
Им
i
кл
—V
<*>
Si
N
T
5
^ Kp~1
(шт. 4)
15
A~A
4-^»
'W-1/40
1950
N
Й
^
?-7 "я
"Si
±1:
o.o c^e.ao.ojo.Q
i • м S m± t ¦ ,/«fc n^ » й—, i j.
w
60
Kp-1
Kp-1
С'2
Kp-1,
1980
u
.60
15
40
5-5
C-1
20
Kp-1 (шт. 4)
\V
Ш
C-2
5760
7
Kp-1 (шт. 4)
кр-1 (шт. 8)
8<?4BI 1Ф6А1
140
20
1
10
13*110 = 1430
1450
10
100
Ф14AI
100
C-1
~10
-
A
Ф4 В1
— 2 УЩЩОЦ
C~2
ф481 11<р12АШ
38*150=5700
,
c>
1 ^
Ct
• s>
IV
. a>
4>
. ¦?:
' 4
i ^1
, ^
' Q
>-,
;—¦¦
<5>
^
^*
10 «a
10
.4
-
19*31
;
1
1
10=5700
-1
- «o
CM
Ш\
t—ь
-
г
Г
Рис. 64. Рабочий чертеж ненапряженной плиты перекрытия
а 14

з) РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННОЙ
ПЛИТЫ
Для напряженной плиты принимаем бетон марки М 300 »
арматуру класса A-IV. По табл. IV. 1 и IV.4 прил. IV:
#пр = 0,85-135= 115 кгс/см3; #р = 0,85-10 = 8,5 кгс/см2;
/?а = 5100 кгс/см3.
Подбор сечения арматуры. Как видно из первого варианта
расчета, расчетное сечение плиты тавровое, работает по перво*
му случаю, т. е. нейтральная ось проходит в пределах толщины
полки, поэтому расчетный коэффициент
М 770 000 _
*- Япр&пй? " HS.195-19,5» -0'09-
По табл. 4 прил. V vo=0,95. Необходимое сечение рабочей
арматуры
М 770 000
"а = 7, =—,..пп ^ .. п »-— =8,15 сма.
Яа^Уо 5100-19,5.0,95
Проверка прочности наклонного сечения по поперечной силе^
Проверяем условие Q^0,35 Ящ,Ьп0:
Qe = 0,35-115-36-19,5 = 28000 кгс = 28 тс = 280 кН.
Q=5,4 тс<С<Зб = 28 тс — условие соблюдается.
Проверяем условие Q6^kiRpbhQ:
Об = 0,6-8,5-36 19,5 = 3620 кгс = 3,62 тс = 36,2 кН.
Q —5,4 тс>фб=3,62 тс — условие не соблюдается, поэтому
необходим расчет поперечных вертикальных стержней. Этот
расчет выполнен в первом варианте, поэтому принимаем те же
четыре каркаса Кр-1, которые ставятся только на крайних
четвертях плиты.
Конструирование предварительно-напряженной плиты.
Напрягаемая рабочая арматура в плите ставится в виде отдельных
стержней независимо от числа отверстий. Требуемая площадь
рабочей арматуры Fa=S,l5 ом2. Принимаем ¦ 6012AIV с Fa=
=9,23 сма (+15%). Принятые стержни ставят через два
отверстия в ребра. В соответствии с рабочими чертежами для верх»
ней полочки принимаем сварную стандартную сетку из
арматурной проволоки марки 250/150/3/4, весом 1 кгс/см*.
По низу плиты сетку укладывают отдельными участками у
торцов и посередине. Вертикальные каркасы и подъемные петли-
такие же, как в первом варианте, Армирование плиты показано
на рис. 65.
115

15
А-А
1950
15
0-1(250/150/3/4)
Кр~1 , Кр-1
х^г- \ г \
(л а. %.S —Еа_ а а щ., . \ а а \и -^
/LQ 0..Q[Q.Q. О, О]O.QOJ
"^2 \/^м\? \Kp-1S2 2 С-2
1980
800
Б-Б
0-1(250/150/3/4)
800
¦ It' 9 *—• « 9 9 -9 - | f—Ш Щ W ¦'¦'¦¦»
•Ш 9 Ь 'JI
^
5760 офАН/
с-г
"I"
С~2 (шт. 2)
<р6А1
^L
-т
jo
?'¦+
12*200=2400
2420
f*iE
10
C-3 (шт. 1)
ф6А1
л ш Ы'а ..» ш—¦—¦ л а. а. ^
10
,170 3x200-1600170
1960
*-*'
j^rrV
10
Рис. 65. Рабочий чертеж напряженной плиты перекрытия
116

3. РАСЧЕТ РИГЕЛЯ
В соответствии с принятой выше схемой здания, ригель
является элементом балочного перекрытия с неполным
железобетонным каркасом. Показанный на рис. 58 стык ригеля с
колонной обеспечивает его неразрезность
на средних опорах. Такой ригель
работает как многопролетная
неразрезная балка, а выполняется
отдельными элементами по-лролетно.
Конструкция ригеля и его
ориентировочные размеры приведены на
рис. 53. В данном примере ригель
рассчитывается только по
предельным состояниям первой группы.
Поперечное сечение
а) НАГРУЗКА НА 1 М ДЛИНЫ РИГЕЛЯ
Нагрузка на 1 м длины ригеля
складывается из постоянной — от Рис. 66.
перекрытия и собственного веса ри- ригеля
геля и временной нагрузки.
Поперечное сечение ригеля приведено на рис. 66. Площадь
поперечного сечения ригеля S=0,2-0,6+2-0,l-0,38=0,196 м2.
Собственный вес 1 м длины ригеля
g = S/у = 0,196-2500 = 490 кгс = 4,9 кН.
Нормативная и расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия
берется из табл. 16, подсчет нагрузок на 1 м ригеля сведен в
табл. 17.
Таблица 17. Подсчет нагрузок
Нагрузка
От
собственного веса ригеля
От перекрытия
Итого
постоянная
Временная
Полная
Нормативная нагрузка
кгс/ы
490
360-5,76=2080
?н=2570
рв=400-6=
=2400
gH_j_pB==<?H_4970
кН/ы
4,9
20,8
«¦=25,7
ри=24
<7И=49,7
Расчетная нагрузка
хгс/м
490-1,1 = 540
410-5,76=2360
? = 2900
1
р=520-6=3120
?+р=6020
кН/ы
5,4
23,6
5=29
р=31,2
«7=60,2
Принято к расчету g=3 тс/м; р=3,15 тс/м; q = 6,\5 тс/м.
117

б) ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНОГО ПРОЛЕТА
В связи с тем, что ригель опирается на консоли колонн по
средним осям и на кирпичную стену крайним концом, расчетные
пролеты ригеля в крайнем и средних пролетах будут разными.
Во всех средних пролетах за расчетный принимается пролет в
осях колонн, так как ригель рассчитывается как неразрезная
балка. В крайнем пролете за расчетный пролет L\ принимается
расстояние от оси колонны до середины опорной площадки
ригеля в стене, как показано на рис. 67.
а
250
тН
#
1гв001уЩ=5в75
Ш--У—1Л
1.2=6000
it
Th
L.2-6000
250$
ш
Lf=6000-^=5875
Ф
6000
6000
6000
ST
6000
ъ
0 © ©
Рис. 67. Определение расчетных пролетов ригеля
в) СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ РИГЕЛЯ
Расчетная схема ригеля. Так как здание имеет неполный
железобетонный каркас, т. е. несущие кирпичные стены по
контуру здания, а ригель выполняется как неразрезная
многопролетная балка, расчетная схема ригеля принимается в виде
неразрезной четырехпролетной балки со свободными крайними
опорами (рис. 68).
^ =д+р = 3+3,15=6,15
и.
гА
G
TL
5875
т. 1—
6000 I 6000
т. х
4 т* 1.
Pus. 68. Расчетная схема плиты
Подсчет и построение эпюры изгибающих моментов. При
расчете неразрезных ригелей сборных балочных перекрытий
необходимо учитывать различные варианты загружения проле-
118

трв ригеля временной нагрузкой. В этом случае изгибающие
моменты для ригеля с равномерно распределенной нагрузкой
могут быть определены по табл. VI. 1 прил. VL При расчете по
этой таблице изгибающие моменты в сечениях на опорах или в
пролетах определяются по формулам
Afa = agP; Мр = урР и M = Ma + Mv,
где а и у—табличные коэффициенты для соответствующей схемы балки.
' Подсчет изгибающих моментов приведен в табл. 18. Здесь
же даны возможные сочетания схем загружения и осуществлено
понижение опорных моментов на опорах 2 и 3 на 20%. Это
понижение, возможное для статически неопределимых балок,
учитывает появление пластических шарниров в наиболее
напряженных сечениях при достижении ригелем предельного равновесия.
Для построения эпюры изгибающих моментов в каждом
пролете ригеля находим изгибающий момент простой однопролет-
ной балки по формуле
я Р gt*
Мй = —?- или Л*в= —
в зависимости от загружения данного пролета. Характер
загружения определяется соответствующими вариантами
сочетания схем загружения. Таким обра- д^ м
зом, для данного ригеля находим — о г
Мб для трех сочетаний схем
загружения: 1+П, I+HI и I+IV.
Для более точного построения
эпюры изгибающих моментов
дополнительно определяем ординаты
эпюры в сечениях 0,25 и 0,75. Эти
ординаты равны 0,75 Мб, так как
эпюра моментов от равномерной
нагрузки представляет собой
параболу. Подсчет ординат эпюры
изгибающих моментов простой балки
сведен в табл. 19. При построении
эпюры вначале откладываем опорные Рис, 69_ Эпюра моментов ^^
моменты соответствующей схемы за- пролетной балки
гружения, соединяем их прямой и к
ней подвешиваем полученные ординаты, как показано на рис. 69.
Значение пролетного момента в середине пролета
определяется как разность балочного и опорных моментов:
Мцр = Mq
*М<ш
119

Таблица 18. Изгибающие моменты, тс-м (кН м)
Aft схемы
1
II
III
Схема загружены*
Л* ЛЯГ л9п ffh> /fa
• 1-234 f
Jfr& Янг m» /iff afo
' / '"
uu UlUifjni 11ЛШ
Jm fim rnr лит пят
Расчетные
пролеты
g 1*, тс-м
Щр р l», тс-м
Изгибающие
моменты
О
M=»agP
э
Af==pp/2
3
м=6^2
5,875 м
103
109
6 м
108
113
Пролетные
М1
0,077
7,94
0,100
10,9
—
—
мп
0,036
3,9
—0,045
-5,1
—
—
5,938 м
106
Ш
м,
-0,107
-11,3
—0,054
—6
—0,121
— 13,4 .
6 м
108
113
Опорные
М,
—0,071
-7,65
—0,036
—4,1
-0,018
—2,04
5,938 м
106
111
м4
—0,107
—11,3
—0,054
—б
—0,058
—6,45

№ схемы
IV
I-4-II
I+Ш
I+IV
Схема загружечия
/
mw /№ff /frfT ЛУ77 /fib?
**
|111111|1111Т|||||||Щ1Ц
/ft» *m mfr л&т mt
inim'INIlHIilKinin
Л 1 1 Л JL
Л77Г /ПГ1 /7m ?Л77 /7ЛТ
Расчетные
пролеты
5,875 м
6 u
5,938 u
gl*. tc-m { 103 | 108 | 106
Продолжение табл. 18
бы
108
5,938 ы
106
pi*, tc-m | 109 | 113 | Ш | 113 | 111
Изгибающие
моменты
P
J Пролетные
Ml
—
M=$pP -
m
2M
M$Mo,SMz
SM
M3n=0,8M3
18,84
(188.4)
7,94
(79.4)
—
7,94
(79,4)
—
MU
—
—
'~\,2
(-12) •
3,9
(39)
—
3,9
(39)
—
Опорные
м, \ M, \ M4
—0,036
—4
—17,3
(-173)
—24,7
(-247)
-19,76
(—197,6)
—il63
(—153)
—
0,107
-12,1
-11,75
(-117,5)
—9,69
(-96,9)
—
—19,75
(—197.5)
-15,8
(-158)
-0,036
—4
-17,3
(-173)
—17,75
-177,5)
—
—15,3
(—153)
—

Таблица 19. Определение ординат эпюры моментов однопролетной балки
Пролет

Сочетание
схем
загру-
ження
Схема эагружения


грузка,
тс/м
Момент в сечениях, тс-м
0.5/
0,25 I;
0,76 /
Л1Л= ИЛИ
мл
ei%
0,75 Мб
Опорный
момент

(пластический),
тс-м
Формула
Для
подсчета
Пролетный момент, тс-м
Первый (с
учетом
вариантов загру.
жения)
I+I1
1+Ш
I+IV
7=6,15
6.15-5,875»
8
26,5
19,86
1=6,15
,4 <Ы?2
Liiiiiiiiii'frrmiiiiiiiiiA
4*Т 5875 ¦ Т2
i— — +
ff=3
6,15-5,875*
8
26,5
19,86
3-5.875*
8
9,72
7.28
Mt = 17,3
Л*, = 19,76
Л*,= 15.3
М
пр I
мб-
2
26,5 11^—=ш 17,95
26,5 - _^Z! = 16,6
9,72 - 15,3 = 5,28

Продолжение табл. 19

Сочетание
схем
загру-
жения
Схема вагружения

Нагрузка,
гс/м
Момент в сечениях, тс-м
0,5/
0,25 /;
0,75 I
Мл=- ИЛИ
0 8
Мл
8
0,75 Л^
Опорный
момент

(пластический),
тс-м
Формула
для
подсчета
Пролетный момент, тс-м
Второй
(с учетом
вариантов
вагружения)
I+II
м>
Чшшжгш
2 у.
6000
4
й=3
3-6'
8
13,5
10,11
17,3;
11,75
I+III
Mllllll'lllflilllllllliiffl>r
гТ 6000 Ts
#=6,15
6,15-6»
8
27,7
20,8
Aft=19.76;
М» = 9.69
Mt+Mt
I+1V
.у moo у
f=6,15
6,15-6»
8
27,7
20,8
Mt ¦= 15,3;
Af, = 15.8
13,5 - 17'3+11-75 -= 1
27,7 —
19,76+9,69
27.7- 1W16-8 «12,2

Построение эпюр моментов по данным табл. 18 и 19,
приведенное на рис. 70, выполнено для двух пролетов, так как четы-
рехпролетный ригель при равномерной нагрузке имеет
симметричную эпюру моментов.
Рис, 70. Эпюры пролетных моментов
а — при загружении по схеме I+II; б — то же, по схеые I+III; в — то же, по схеме
I+IV
Огибающая эпюра моментов получается наложением эпюр
от различных схем загружения, в данном случае наложением
эпюр, приведенных на рис. 70,а— е. Огибающая эпюра
моментов показана на рис. 71.
124

19,75
Рис. 71. Огибающая эпюра моментов
Подсчет и построение эпюры поперечных сил. Поперечные
силы определяются как для однопролетных балок, загруженных
равномерной нагрузкой и опорными моментами.^ Поперечная
сила на опоре в этом случае равна:
« = Q„ + ^-.
где Q6=0,5 ql или Qe—0,5 gl. При этом если произошло
понижение (перераспределение) опорных моментов за счет
пластических деформаций, то для определения Q берут пластические
опорные моменты М°в.
Подсчет ординат эпюры Q производят также для трех
сочетаний схем загружения. В табл, 20 дан подсчет для первого и
второго пролетов ригеля. По данным табл. 20 строят три эпюры
поперечных сил для каждого сочетания схем загружения (рис.
72). Наложением этих трех эпюр получают огибающую эпюру
поперечных сил (рис. 73).
г) ОПРЕДЕЛЕНИЕ МОМЕНТОВ У ГРАНИ КОЛОНН
В статическом расчете опорные моменты определены по осям
колонн. Сечения ригеля, как правило, подбирают по моментам
в сечении у грани колонны.
125

Таблица 20. Определение поперечной силы на опорах
Пролет

Сочетание
схем
ввгру-
жения
Схема вагружения
Нагрузка,
тс/м
Поперечная сила, то,
на опорах от
равномерной нагрузки
«б-^ ™«6-
а
2
Опорный
момент

(пластический),
тем
Поперечная сила на опорах с учетом
действия пластического опорного момента, тс

Первый
1+И
1+Ш
I+1V
5875
» =6,15
Ш11111ШПТ||||111Ш1$
j/#fr cone ffhi
5875
Щ xx. 6,15
miTiMifiiniiiTTTrrm }
5875
? = 3
6,15.5.875
18,05
6,15.5,875
— 18,06
3-5.875
= 8.
Jlf. ¦= 17,3
Mt « 19,76
Mt =. 15,3
V-Л+т1
v2,l V6^ /
18,05 +
-17.3
6,875
15.1
.—17 4
-18,05 + -^- =21
6,876
18,05 +
—19,76
5,875
14,68
8.8 +
—15,3
6,876
6.2
—18,05 +
—19,76
5,875
21.42
-8.8 +
—15,3
5,876
—11,4

Продолжение табл. 20
Пролет

Сочетание
схем
загру-
жения
Схема вагружения
Нагрузка,
тс|м
Поперечная сила, то,
на опорах от
равномерной нагрузки
<?б=^нлн Qfi»
_ и.
Опорный
момент

(пластический),
тс-м
Поперечная сила на опорах с учетом
действия пластического опорного момента, то
I+II
fi-3
%,-%+=?
3-6
Ма=. 17,3;
ЛГ» = 11,75
f2,l
^,+^
„ , 17,3-11.75
9 +—1 ¦
6
= 9,93
-9 +
17,3—11,75
— — 8,07
Второй
1+Ш
^ = 6.16
6,15-6
2
= 18,45
Л1В=19,76;
Af, = 9,69
18,45 +
19,76—9,6
6
= 20,13
-18.45 +¦
19,76—9.69
16,77
I+IV
JJlllfllllllll'flllllllllfflJy
- Т 6000 i
•7 = 6,16
Ш± = 18.46
Mt-
15,3:
. 15,8
18,45 +
15,3—15,8
6
• 18,37
—18,45 +
15,3-15,8
6
г —18,53

в)
15,1
к*
9,9Z
tt^
*ИГ
Щ
ш
1ГП
ГГг>-.
8,07
41
2/
'^Щ|И!1
6,2
11,4
1€,?7
Рис. 72. Эпюры поперечных сил
а—при загруженни по схеме I + II; б — то же, по схеме 1+Ш; в — то же, по схеме
I+IV
Опора 2. Как показано на рис. 74,а, на опоре 2 имеется два
граневых момента: МТ2.\ и Мг!з. Наибольший изгибающий
момент на этой опоре М? = 19,76тс-м, который получен при
загруженни по схеме 1+Ш. Поперечная сила равна: Q2,i —21,42 тс
и Q2,3=20,13 тс. Ширина колонны, показанной на рис. 52, Ьк =
=40 см.
Величина ординат граневых моментов может быть
определена как разность опорного момента и момента от
соответствующей поперечной силы, равного в сечении у грани колонны
Q(bK/2). В данном случае:
М^Х = Щ-(12Л -f = 19,76-21,42 "^- = 15,48 тсм = 154,8 кНм;
^3=^-Q2,3 V = 19'76-20'13 -ИГ = 15,73 том = 157,3 кН-м.
128

Рис. 73. Огибающая эпюра Q
Рис. 74. Определение момента
а~у грани опоры 2; б —у грани опоры 3
Опора 3 (рис. 74, б) является средней. Эпюра моментов этой
опоры симметрична, поэтому граневые моменты Мг^л и Л1з!4
равны. Наибольший момент на опоре 3— Мз = 15,8 тс-м получен
при загружении по схеме I+IV. Поперечная сила при этом
сочетании схем залружения <5з,2=<3з,4—'18,53 тс. Граневые
моменты
Af^2 = MfA = Ml — Q3 -^ = 15,8-18,53 -^- = 12,1 тс-м = 121 кН-м.
5 А. Н. Кувалдин, Г. С. Клевцова
129

д) НАЗНАЧЕНИЕ МАРОК БЕТОНА И СТАЛИ
Так как ригель сборный ненапряженный предназначен для
гражданского здания, принимаем бетон марки М 200, а
арматуру для рабочих стержней класса А-Ш.
Расчетное сопротивление бетона и арматуры для первой
группы предельных состояний берем по табл. IV. 1 и IV.4 прнл.
IV. С учетом примечания 1«б» к табл. IV. 1 прил. IV:
/?пр = 0,85-90 = 76 кгс/сма = 0,765 кН/см2;
Яр = 0,85-7,5 = 6,4 кгс/см3 = 0,064 кН/см2;
Ra = 3400 кгс/смз = 34 кН/см2.
Для поперечных и конструктивных стержней принята
арматура класса A-I.
е) ПРОВЕРКА ПРИНЯТОГО СЕЧЕНИЯ РИГЕЛЯ
Согласно СНиП, принятые размеры ригеля необходимо
проверить на момент по нормальному сечению и на поперечную
силу по наклонному сечению. В данном случае нормальное
сечение придется проверять дважды: в пролете по А0 граничному
и на опоре по Ло=0,3, так как производилось понижение
опорных моментов.
Расчетное сечение ригеля, имеющего полочку и подрезку на
опоре, назначают следующим образом:
в пролете, где полка попадает в растянутую зону, за
расчетное принимается прямоугольное сечение размером 6Х^=20Х
X 60 см (рис. 75,а) с рабочей высотой h0=h — h3.c — (d/2) =60—
—3—1=56 см;
а)
—
;
¦
f Ь-200
ьп=ш
—i
_1
!
о
¦с:
{,
to
-с
г
-ч-
«3
5)
J*H
Г'
л
"пт'ПННУгт
~т
Ьп=Ш
Рис. 75.
Определение расчетной
ширины ригеля
на опоре, где растянута верхняя зона ригеля и ригель
подрезкой опирается на консоль колонны, за расчетное принимается
тавровое сечение (рис. 75,6), ширина полки которого равна
ширине консоли Ьп=А0 см, а рабочая высота Ло —56 см.
а) Проверка по нормальному сечению. Наибольшим пролет-
130

ным моментом является момент Mi = 18,84 тс«м. Граничное
значение Л о при принятых материалах и m6i=0,85j
4>гр = 0,433;
М1 1 884 000
- Rnpbhf = 76,5.20.56» -MX-W-0.4S8.
Наибольшим опорным моментом является момент Л12?з=
= 15,73 тс-м, для которого
Л% 1 573 000
^= п и,2 =* 7fi^dn^ =0,164<0,3.
^np^Aj 76,5-40.56я
Прочность нормального сечения в пролете и на опоре
обеспечена.
б) Проверка по наклонному сечению. Наибольшая
поперечная сила Q2,i=(21,42tc. В соответствии с [14], должно
удовлетворяться условие Q^.Qt3SRupbhQ. Имеем:
Q6 = 0,35-76,5-20-56 = 30 000 кгс = 30 тс >Q = 21,42 тс,
т. е. условие соблюдается.
Оставляем принятые размеры сечения и марку бетона без
изменения.
ж) ПОДБОР СЕЧЕНИЯ РАБОЧЕЙ АРМАТУРЫ
И РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ СТЕРЖНЕЙ
СВАРНЫХ КАРКАСОВ
Прочность бетонного сечения проверена выше. Произведем
подбор сечения рабочей арматуры по изгибающим моментам и
расчет поперечных стержней для ригелей первого и второго
пролетов.
Ригель первого пролета. Действующие на ригель наибольшие
усилия показаны на рис. 76.
§1Т"" ¦ У
Рис. 76. Усилия, действующие ^ '¦¦¦ ""О "" П
на ригель первого пролета \ Mn„r=/5S4 \
? S80O j.
Найдем сечение рабочей арматуры в пролете I. Изгибающий
момент
Мх = 18,84 тс-м=188,4 кН-м;
Л*! 1 884 000
Ло=Япр6А20 = 76,5-20.56* = °'39'
5* А. Н. Кувалдин, Г. С. Клевцвва 131

Этому значению соответствует уо=0,735. Тогда
fa="
3
1884 000
=13,5 сма.
На опоре 2 изгибающий
= 154,8 кН-м;
3400-56 0,735
момент М 2л = 15,48
тс*м —
Л0 =
м?л
1548 000
R Ь А2 76,5-40-56а
= 0,161
Этому значению соответствует Yo=0,91 и
Щ*1 1548 000
F*= /?aftoYo = 3400.56-0,91
Выбор рабочей арматуры по требуемой
рис. 77.
Принято 2025АШ с Га=9,В2смг
?а.тр~й>9 см
= 8,9 см2,
площади показан на
j-
5800
\ Famp^,5CMz
Принято 4022АЩ с Fa-15,20 СМ2
Рис. 77. Выбор
рабочей арматуры,
ригеля первого
пролета
Рассчитаем поперечные стержни сварных каркасов.
Наибольшей для ригеля первого пролета является поперечная сила
С?2,1—21,42 тс=2|14,2кН. Главные растягивающие усилия,
воспринимаемые бетоном,
Яб = *i/?РЬЪ = 0,6-6,4-20-56 = 4,3 тс<Q2>1,
следовательно, необходимо произвести расчет поперечных
стержней. В формуле ?j=0,6 для тяжелых бетонов. Наибольший
диаметр рабочей арматуры в ригеле 25 мм. По условию технологии
сварки диаметр поперечных стержней должен быть не менее
10 мм (табл. 1.2 гарил. I). Принято cfo—'Юмм с fx—0,785 см2.
При ширине 200 мм число вертикальных каркасов может быть
равно двум, следовательно, п=2.
Усилие, передаваемое на поперечные стержни,
Ч% =
<Ил
214202
4^/?^ 4.2-6,4-20.5б*
= 150 кгс/см= 1,5 ,кН/см.
Требуемый по расчету шаг поперечных стержней
ип =
/?axfxn 1700-0,785-2
Ях
150
= 17,,3 см.
132

Максимальный шаг поперечных стержней, установленный
нормами:
0,75*2 Rpbhl 0,75-2-6,4-20-562
21420
= 26,9 см.
По конструктивным требованиям (см. прил. I) шаг
поперечных стержней на приопорных участках при /i^45 см должен
составлять: ык = 7зй^300 мм. В данном случае ««=600/3=
=200 мм<300 мм. Учитывая все три требования, т. е. ир=
= 170 мм, «„акс = 290 мм и «к=200 мм, и модуль 50 мм,
окончательно принимаем «i = 150 мм.
В середине пролета шаг поперечных стержней может быть
3/4/г^500мм, но не более 2иь т.е. и2 = 3Л 600=450мм, 2и{ =
= 300 мм. Принято w2 = 300 мм.
Расположение поперечных стержней показано на рис. 78.
Рис. 78. Выбор
шагов поперечных
стержней в ригеле
первого пролета
,<м
10*150+50
иг№
8*300=2400
и2=300
5800-)50-20=5630
11*150+50
и, =150
Ригель второго пролета- Усилия, действующие на ригель
второго пролета, показаны на рис. 79. В целях симметричного
армирования расчет опорной рабочей арматуры и поперечных
стержней предполагается выполнить по наибольшим усилиям, которые
имеют место на опоре 2.
M?fty3
Рис. 79. Усилия,
действующие на
ригель второго
пролета
С
аг^20,я
\-
5670
Ми* 12,10
-4
Произведем подбор сечения рабочей арматуры. В пролете
изгибающий момент:
Afnp = 13 тс-м;
А =
М
лр
1300 000
Япр b hQ
76,5 • 20 • 56 ¦ 56
Этому значению соответствует уо=0,835:
Л*пр 1300 000
= 0,272,
Ря =
ЯаЛоУо 3400560,835
= 8,2 см2.

На опорах 2 и 3;
Л> =
Л1|РЭ= 15,73 тем;
1573000
«?s
Rnp "п "о
76,5-40-56»
Этому значению соответствует 70=0,910
1573000
= 0,164.
f.=
М?,з
= 9,1 см3.
ЯаЛоУо 3400-560,910
Выбор рабочих стержней показан на рис. 80
Famp =31см* Принято 20251И cFa = 9,82 шг
г—
1
г
—+
_ 1,.
, г
/Fa.mp=3>2cM2 принято 2*25АШ с Fa =9,82СМ2-
5600
— — . — —,<
Рис. 80. Выбор
рабочей арматуры
ригеля второго
пролета
Рассчитаем поперечные стержни сварных каркасов.
Поперечная сила на опоре 2:(?2,з=20ДЗ тс. Как было определено выше,
главные растягивающие усилия, воспринимаемые бетоном, Qe=
=4)Зтс<С<22,з, следовательно, необходим (расчет поперечных
стержней. Так же .как для первого пролета, принимаем диаметр
поперечных стержней ^2=10,мм с /х—0,785 см2 и /г=2.
Тогда усилие, передаваемое на поперечные стержни,
20130»
¦Ях — , „ g . пл g„„ = ^31 кгс/см = 1,31 кН/см.
4-2-6,4 • 20-562
Требуемый по расчету шаг поперечных стержней
17000,785-2
«»> =
131
= 20,4 см2.
Максимально допустимый по нормам шаг поперечных стержней
0,75-2-6,4-20-563
Uukkp. —
= 29,6 см.
20130
По конструктивным требованиям при /i>45 см
"к= 1/зh = 600/3 = 200 мм.
В середине пролета u2=3/4 h=3U 600=450 мм.
Округляя в меньшую сторону, окончательно принимаем на
приопорных участках шаг поперечных стержней 150 мм и в
середине пролета 300 мм, что равно 2н( и меньше 3/4/i. Постановка
поперечных стержней в ригеле второго пролета показана на
рис. 81.
134

Рис. 81. Выбор
шагов поперечных
стержней в ригеле f№
второго пролета
&
4f-
3*150=1350
Ut*15Q
8*300=2400
5670-3000=5370
9*ш*ш
и3=т
*4'
з) РАСЧЕТ СТЫКА РИГЕЛЯ С КОЛОННОЙ
Конструкция стыка, обеспечивающего неразрезность
ригеля, опирающегося на скрытые консоли колонн, показана на
рис. 82. Элементы стыка работают на срез и растяжение,
появляющиеся от опорного момента. При этом растягивающее усилие
верхней рабочей арматуры ригеля 1 передается на закладные
детали 2, затем через сварные фланговые швы 3 на накладки —
«рыбки» 10. Накладки в свою очередь через стыковые швы 4
передают это усилие на закладные детали колонн 5, а далее на
стыковые стержни 6, пропущенные через тело колонны.
Сжимающее усилие передается на консоли колонн через
бетон. Нижние фланговые швы стыка 7 и закладные детали ригеля
15 200,
150
А,15
150
Рис. 82. Стык ригеля с колонной
135

8 и консолей колонн 9 нерабочие. Поперечная сила в узле
передается на колонну через консоль, которая рассчитывается на
восприятие этой силы.
В соответствии с указанной выше работой стыка расчету в
нем подлежат стыковые стержни, закладные детали, накладки
и сварные швы. Накладка рассчитывается по пределу текучести
стали. Ее приваривают не по всему контуру для обеспечения
некоторой пластичности стыка.
В целях унификации элементов каркаса рассчитывается один
стык для всех опор по наибольшему моменту у грани колонны. В
данном примере это момент Ml%=15,73 тс-м. Для определения
растягивающих и сжимающих усилий этот момент
раскладывается на пару сил (рис. 83) с плечом
где h0— рабочая высота ригеля у опоры ho,— h — а' (а', с учетом
верхней подрезки и толщины закладной пластины, с достаточной
точностью можно принять равным 40 мм; см. рис. 82).
Размеры элементов стыка (см. рис. 82) могут быть
определены следующим образом.
1. Определяем усилия от опорного момента М1?з = 15,73т-см.
Рабочая высота в сечении у опоры
Ло = h — а' = 600 — 40 = 560 мм.
Для определения плеча внутренней пары сил найдем
коэффициент ?:
Ra Fa 3400 -9,82
1 =
Rnp Ъ h0
76.5-20-56
= 0,386.
По табл. V.I прил. V при этом значении | находим: уо=0,806.
М 1 573 000
*=* =
г
35000 кгс.
AoYo 56-0,806
2. Находим поперечные сечения стыковых стержней,
пропускаемых через тело колонны. Арматура класса A-III. /?а =
= 3400кгс/ом2.
FCT = Л7#а = 35000/3400 =10,3 см2.
Принято 2028AIII с /^=12,32 см2.
Рис. 83. Характер работы узла
¦—Л—
136

3. Определяем поперечное сечение верхней закладной пласти--
ны ригеля. Класс полосовой стали С 38/23, #=2100 кгс/см2:.
Гпл = N/R = 35 000/2100 = 16,7 см2 = 1670 мм2.
При ширине ригеля 200 мм ширина пластины может быть
принята: Ьпл = 200—40=160мм. Требуемая толщина пластины
бпл = ^пл/&пл = 1670/160 = 10,6 мм.
Принято бпл=1й мм.
4. Определяем поперечное сечение накладки — «рыбки».
Накладка также выполняется из стали класса С 38/23 с пределом
текучести аг=2400 кгс/см2.
FB = jV/<tt = 35000/2400 = 14,6 см2 = 1460 мм2.
Накладку приваривают к верхней пластине ригеля, ширина
которой 160 мм, поэтому ширина накладки может быть принята
Ья= 120 мм, тогда ее толщина
бн = FH/ba = 1460/120 = 12,2 мм.
Принято 6н='14 мм. Длина закладной пластины и накладки
определится требуемой длиной фланговых швов.
5. Определяем длину сварных швов. Все закладные пластины
и накладка выполнены из стали класса С 38/23. Для этой стали
может быть принят электрод, при котором расчетное
сопротивление шва срезу для фланговых и лобовых швов RyB—
= 1500 кгс/см2; растяжению в стыковом шве — /?рВ=
= 1800 кгс/см2.
Рабочая арматура ригеля приваривается к закладной
пластине фланговыми швами, толщина которых Ащв=0,5й?=0,5-25==
=12 мм, а длина /Шв=5^=5-25= 120 мм. Накладка
приваривается к верхней закладной пластине ригеля фланговыми и
лобовыми швами.
Пластина имеет толщину 12 мм, поэтому толщина шва
должна быть не более 1,2бпл-Принята толщина швов Лшв=,14 мм.
Так как лобовые швы рассчитываются так же, как фланговые*
определяется сразу требуемая длина всех швов:
# 35000
у / _ = — —— ж 24 см = 240 мм^
ШВ~ РЛшв^в 0,7.1,4-1500
где 10=0,7 для ручной сварки.
В стыке длина лобового шва равна ширине накладки, г. е^
12 ом. Тогда фланговый шов будет иметь длину (24—12) :2=~
=6 см.
Стыковой шов, приваривающий накладку к закладной
пластине колонны, может иметь высоту, равную толщине пластины:
Лшв=бн=141мм. Тогда требуемая длина стыкового шва
137

*шп —
N
35000
1,4.1800-0,7
= 19,8 «20 см,
где коэффициент 0,7 введен в соответствии с п. 3.1 табл. 5 СНиП
П-В.3-72, так как осуществить подварку в данном стыковом шве
невозможно.
Требуемая длина стыкового шва получилась больше
принятой выше ширины накладки, поэтому накладка выполняется
фасонной с уширением в сторону колонны.
На основании выполненных подсчетов определены размеры
элементов стыка, показанные на рис. 84.
202Ш
[I20+f$0)xft
Рис. 84.
Окончательные размеры
элементов стыка
1шв'М *¦
160*12
I --160
и) проверка прочности
опорной части ригеля
В соответствии с принятой выше конструкцией ригель на
концах, примыкающих к колонне, имеет подрезку размером 150Х
Х150 мм. Подрезка значительно ослабляет самую ответственную
опорную часть ригеля. В соответствии с главой 3 [10] для
железобетонных элементов с резко меняющейся высотой сечения
{подрезкой) должен производиться расчет на момент и по
поперечной силе для наклонного сечения, проходящего через
входящий угол подрезки (рис. 85). При расчете на момент
определяется рабочая арматура подрезки — стержни 3 на рис. 85. Для
упрощения расчета и в некоторый запас прочности этот расчет
•не производится, а стержни принимаются по нижней рабочей
арматуре региля у опоры — в том же количестве и того же диамет-
438

pa, в данном случае 2022AIII. Следовательно, расчет опорной
части ригеля, ослабленного подрезкой, будет заключаться только
в проверке прочности наклонного сечения по поперечной силе.
Как видно из рис. 85, рабочая высота ослабленной части
сечения /1оосл=450—12—20—25/2=405 мм=40,5 см.
К
1-t
чиним
У
150
h
Рис. 85. Конструкция подрезки ригеля
/ — верхняя рабочая арматура ригеля: 2— верхняя рабочая закладная пластана
ригеля; 3—рабочие стержни подрезки; 4 — нижняя закладная деталь ригеля
Зазор между торцом ригеля и колонной 15 мм, тогда длина
опорной части ригеля /оп= 150—15= 135 мм. Наибольшая
поперечная сила будет на опоре 2: Q2,i —21,42 тс.
В соответствии с [14], при расчете наклонного сечения на
поперечную силу должны соблюдаться следующие условия:
1) <г<о,з5япр&Лоосл;
2)Q<2 уЧЯр&А^^.
Бели условие 2 не соблюдается, (производят расчет
отгибов, которые ставятся у входящего угла подрезки.
Поперечные стержни у подрезки должны ставиться с шагом
м=Ы]/2, где щ — шаг поперечных стержней ригеля на приопор-
ных участках. В данном ригеле ^ = 150 мм, тогда w=75mm.
Поперечные стержни выполнены из арматуры класса A-I,
диаметром 10мм, /х=0,785см2, число каркасов п=2.
Усилие, воспринимаемое поперечными стержнями,
Raxfxn 17000,785-2
о.= = — =356 кгс/см = 3,56 кН/см.
vx и 7,5
Проверим оба условия:
1) Q6 = 0,35-76,5.20.40,5 = 21 700 кгс = 21,7_тс = 217,:кН;
Q6 = 21,7 tc>Q = 21,42 тс;
2)Qx.6 = 2V2-6.4-20.40,5»-356=2^l49,2.10« =
= 22 480 кгс = 22,48 тс = 224,8 кН;
Qx6 = 22,48 tc>Q = 21,42 тс.
139

Оба условия соблюдаются, прочность наклонного сечения у
подрезки обеспечена, отгибы не рассчитываются. Конструктивно
¦ставятся два отгиба 012AI.
В заключение расчета подрезки необходимо определить,
насколько надо завести рабочие стержни подрезки за грань
подрезки и длину участка 1и на котором поперечные стержни
ставятся с шагом 75 мм. Длина заводки стержней за грань
подрезки ©о может быть определена по формуле
ЪЦ — Яхъ*1» 2-21420 — 440-85
й>0= +10rf= 4- Ю-2 = 109 к ПО см,
9Х а, 440
где а0 — расстояние от точки приложения поперечной силы до конца
подрезки (см. рис. 85);
RaFx 2100-0,7852
Яхо = ~^- = YJ = 440 кгс/см.
В соответствии с [14], значение соо должно быть больше
250 мм и больше 35 <i=35-2=70 см. Принято окончательно
юо=П0 см.
Длина участка:
Ях
21420
/1== +7,5 = 68 см<(о0 = 110 см.
356
Длину участка, на котором поперечные стержни ставятся с
шагом 75 мм, принимаем 110 см.
ж) КОНСТРУИРОВАНИЕ РИГЕЛЯ
Так как ригель рассчитан как неразрезная балка, он имеет
нижнюю и верхнюю рабочую арматуру. Кроме того, у ригеля
есть подрезки на концах, примыкающих .к колонне. В силу этого
ригель армируют следующим образом. В пролетах ставят два
каркаса с нижней рабочей арматурой. На опорах у подрезки
располагают самостоятельные опорные каркасы, к которым крепят
верхнюю рабочую арматуру ригеля и рабочие стержни
подрезки. Длина опорных каркасов может быть принята й>о+^ш)др=
= 110+15=125 см. Кроме того, в полочках ригеля ставят сетки
из арматурной проволоки. Верхняя рабочая арматура и 50%
рабочей арматуры на пролетных .каркасах обрываются. Места
теоретического обрыва стержней определяют построением эпюры
материалов (рис. 86).
140

5 У 80
wo гоо loo
1-2085 1*2085 .L
Рис. 86. Рабочий чертеж ригелей с построением эпюры материалов

Для построения эпюры материалов определим ее ординаты.
Первый пролет — поставлено 4022АШ с /"а—15,20 см2.
tfaFa 3400-15,20
Е = — = = 0,66.
Rnvbh0 76,5-20.56 *
Этому значению | соответствует 70=0,70.
Л*4 о 22 = /?а^аЛоУо= 3400-12,56-56-0,70 =1710000 кгс-см =
= 17,1 тс-м=171 кН-м.
Второй пролет —поставлено 2025AIII с Fa=9,32 см2.
3400-9,32
| = ! =0,352.
* 76,5-20,56
Этому значению | соответствует y0=0,825. : .
м2 0 22= 3400-7,6-56-0,825 = 1 220 000 кгс-см =
= 12,2 тс-м = 122 кН-м.
Опоры — поставлено 2025АШ с Fa=9,32 см2. *
Е.-&&.. "">¦¦»•« ^0,356.
- R^bho 76,5.20-56
Этому значению ? соответствует Yo=0,820.
Щ о 28 = 3400-12,32-56-0,820 = 1820000 кгс-см=18,2 тс-м=182 кН-м.
При построении огибающая эпюра совмещается с эпюрой
материалов. Точки, пересечения двух эпюр являются местами
теоретического обрыва стержней. Практически стержни должны
быть заведены за место теоретического обрыва на величину ю =
= |-5е? и не менее 2Qd. Для упрощения принимаем в дан-
2ях<й
ном примере a>=20d. Подробное конструирование ригелей
первого и второго пролетов приведено на рис. 86.
Для определения диаметра подъемных петель найдем вес
ригеля с учетом коэффициента динамичности ?д=1,5. Из
проведенного выше расчета вес 1 м длины ригеля равен 490 кгс,
наибольшая длина у крайнего ригеля 5,8 м. Вес ригеля Р=490Х
X 1,5-5,8=4240 кгс. Усилие на одну петлю 4240:2 = 2120 кгс.
При этом усилии по табл. 1.3 прил. I находим диаметр
подъемной петли 18AI. На свободной опоре крайнего ригеля для
обеспечения необходимой анкеровки рабочих стержней на них
наварены обрезки арматуры — накладки диаметром 20 мм.
4. РАСЧЕТ КОЛОННЫ
а) КОНСТРУКЦИЯ И РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
В соответствии с изложенным выше в данном примере
принята двухъярусная колонна сечением &н Х/*к=40X40 gm яри
высоте этажа 3,6 м (см. рис. 52).
142

В связи с тем, что здание принято связевой системы с
несущими кирпичными стенами и неполным железобетонным
каркасом, колонны средних осей рассчитываются как внецентренно-
в ел
сжатые с учетом только случайного эксцентрицитета во .
Согласно [14], эксцентрицитет должен быть не менее
1
600
/=
1
360=0,6 см, не менее
*»-
40=1,3 см и
Рис. 87. Расчетная схема колонны
NWK7?,7?
оои = и,о см, не менее /г= —
600 30 30
во (Всех случаях яе менее 1 см. Принимаем e%" =,1,3 см, что не
менее перечисленных выше пределов. Это позволит вести расчет
колонн не по основным формулам
внецентренного сжатия, а по
формуле, выраженной через <р, с
помощью таблиц.
Расчету подлежат колонны
первого и второго этажей по
предельным состояниям первой
группы. Расчетная схема колонны
приведена на рис. 87. В соответ-
«»
777. УТ
%
хХ"пе'
7v?V~
N*
а
77/77
Ы3^'
6-й этаж
N,
'пер
5-и зтах
4-й этая
N,
'пер
3-й этаж
77У77
/1( 2-й этаж
чпер
1-й зтах
ТтттттТТ
Рис. 88. Схема за-
гружения колонны
ствии с [14], за расчетную длину каждого яруса принимается
высота этажа.
145

б) НАГРУЗКИ
Нагрузка на колонну передается от покрытия и перекрытий.
Грузовая площадь, с которой собирается нагрузка на колонну,
определена как произведение расстояний между разбивочными
осями. Конструкция покрытия приведена на рис. 56. Вес 1 м2
плиты покрытия 260 кгс и вес 1 м длины ригеля 490 кгс. Расчет
нагрузок сведен в табл. 21.
Таблица 21. Нагрузка на колонну от покрытия
Нагрузка
Рубероид на мастике
Стяжка цементно-песча-
ная
Керамзит
Пергамин
Железобетонная плита
Железобетонный ригель
покрытия
Итого постоянная
Нормативная нагрузка
кгс
0,02-600-36 = 432
0,04-2000-36 = 2880
0^10-500-36=1800
0,005-600-36=108
260-36 = 9400
490-6=2940
кН
4,32
28,8
18
1,08
94
29,4
17 560 175,6
Снег 100-36=3600
Полная
21 160
36
216,6
В *
И?
О а)
1,2
1,3
1,3
1,2
Расчетная
нагрузка
кгс
520
3 740
2 340
130
1,1 10 340
U
3 234
— 20 310
1,4
—
5050
25 360
кН
5,2
37,4
23,4
1.3
103,4
32,34
2034
50,5
253,6
Принято #1,ок=25,4 тс = 254 кН, в том числе: длительно
действующая нагрузка #flJI. Пок=20,Зтс = 203кН; кратковременно
действующая нагрузка jVkp. шж=о\1 тс=51 кН.
Нагрузка от перекрытия берется из табл. 16, а именно,
нормативная нагрузка 360 кгс/м2, расчетная нагрузка 410 кгс/м2;
вес 1 м длины ригеля перекрытия 490 кгс. Расчет нагрузок
сведен в табл. 22.
144

Таблица 22. Нагрузка на колонну от перекрытия
Нагрузка
Пол и плита:
.нормативная
расчетная
Ригель
Итого постоянная
Временная:
длительная
кратковременная
Полная
Нормативная нагрузка
кгс
360-36=12 960
490-6=2940
15 900
200-36=7200
200-36 = 7200
30 300
кН
129,6


фициент

перегрузки
—
29,4 1,1
159
72
72
303
—
1,3
1,3
—
Расчетная
нагрузка
кгс
410-36=
= 14 460
3 240
17 700
9 460
9 460
36 620
кН
144,6
32,4
177
94,6
94,6
366,2
Принято к расчету Nnep=36f6 тс=366 кН, в том числе:
длительно действующая нагрузка #дл. пер=27, 16тс=271,6кН;
кратковременно действующая налруака jVkp. пер=9,5тс=95 кН.
Собственный вес колонны одного этажа
Л^кол = 6ЛЯэтуп = 0,4-0,4-3,6-25001,1 = 1586 кгс-1,6 тс = 16 кН.
Нагрузку на колонны каждого этажа определяем в
соответствии со схемой загружения (рис. 88) начиная с шестого этажа
путем последовательного суммирования. Для упрощения расчета
понижение нагрузки, указанное в примечании к табл. II 1.2 прил.
III, не учитывается. Подсчеты сведены в табл. 23.
Таблица 23. Нагрузка на колонны каждого этажа
6
5
Длительная нагрузка
кгс
20300+1600 =
= 21 900
21900+1600+
+27 160=
=60 660
кН
219
506,6
Кратковременная
нагрузка
кгс
5 100
5 100+9 500=
= 14 000
кН
51
146
Полная нагрузка
кгс
21 900+5 100 =
= 27 000
50660+
+14300 =
=65 260
кН
270
652,6

Принято
к
расчету,
тс
27
65
145

Продолжение табл. 23
К
п
и
СП
4
3
2
1
Длительная нагрузка
К ГС
50 660+1600+
+27 160=
=79 420
79 420+1600+
+27 160=
= 108180
108 180+
+ 1600+
+27 160=
= 136 940
136 940+
+ 1600+
+27 160 =
= 165 700
кН
794,2
1081,8
1369,4
1657
Кратковременная
нагрузка
кгс.
14 600+9 500 =
=24 100
24 100+9 500=
= 33 600
33 600+9 50.0=
= 43 100
43 100+9 500=
= 52 600
кН
241
336
431
526
Полная нагрузка
кгс
79 420+
+24 100=
= 103 520
108 180+
+33 600 =
= 141 780
136 940+
+43100=
= 180 040
165 700+
+52 600=
= 218 300
кН
1035,2
1417,8
1800,4
2183

Принято к

расчету, то
104
142
180
218
в) РАСЧЕТ ПО ПРОЧНОСТИ НА УСИЛИЯ,
ВОЗНИКАЮЩИЕ ПРИ ЭКСПЛУАТАЦИИ
Предварительно принимаем: сечение колонны &ХЛ—40Х
Х40 см, процент армирования ц-= 1 %, марка бетона М200,
арматура класса А-Ш.
По табл. IV. 1 и IV.4 #а.с=3400 кис/см2; m6i=0,85; #щ,=
=0,85-90=76,5 кгс/ш2.
Сечение /—/ (первый этаж) (см. рис. 95): продольное
усилие от полной нагрузки #1=218 тс, продольное усилие от
длительной нагрузки ./Удл=166 тс. Отношение NR„/Ni =166/218=
=0,76. Отношение А,= ?оД=360/40=9>4, поэтому необходимо
учитывать прогиб колонны.
Эксцентрицитет ео* —1,3 см> —/>1 см, но равен — h.
600 30
В этом случае для колонны с симметричной арматурой основное
расчетное уравнение имеет вид
#<#сеч = тф [/?пр^ + ^а.с(^а + ^)]!
откуда необходимое сечение арматуры
N
^a + Fa =
ф/П
— КщР
R*
где т=1, так как Л=40 см>20 см, и коэффициенты:
Ф = фб + 2 (фж — Ф0)а; а = й
Я
пр
146

Значения <ро и <рж берутся по табл. V.3 и V.4 прил. V в
предположении, что вся рабочая арматура располагается у наиболее
напряженных граней и промежуточные стержни у граней,
параллельных рассматриваемой плоскости, отсутствуют.
В данном случае при ц—1%
Да с 340°
a = ^l^ = 0'01 w = M44-
При AfHJ1/jVi=0,76 и А,=9 коэффициенты фб=0,905 и (рж —
= 0,915, тогда
Ф = Фб + 2 (фж — <рб)а = 0,905 + 2 (0,915 — 0,905)0,444 = 0,914.
Требуемая площадь рабочей арматуры
N „ 218000
W -ТГ^ТТ-Г -76,5.1600
ф/л "и 0,914-1
*• + **- д - 3400
уа.о
238 000—122 000
3400
= 34,2 см2.
По требуемой площади можно принять 4036 с /^=40,72 cm2v
8025 с /^=39,27 см2 или 6022 с 7^=22,81 см2 плюс 4020 с
/^=12,56 см2 при суммарной площади /^=22,81 + 12,56=
=35,37 см2. Окончательно останавливаемся на последнем вари-
анте, как наиболее выгодном.
Процент армирования сечения
РЛ + К 35,371
Ц = —— 100 = ^^100 = 2,210/,,
число больше ранее принятого.
Для проверки несущей способности сечений вновь определив
коэффициенты:
3400
а = 0,0221 = 0,98;
76,5
<р = 0,905 + 2 (0,915 — 0,905) — 0,908 = 0,927.
Несущая способность- сечения:
tfce4 = «ф [#Пр F + (F* + К) Яа.с] =
= 1-0,927 [76,5.1600 + 3400.35,371=224 000 кгс = 2240 кН;
N = 218 тс < ЛГсеч = 224 тс.
Несущая способность сечения превышена только на 2,75%::
N—Nce4 224 — 218
JT^ 1Q0== 218 т = 2>75%-
Проверим несущую способность сечения /—/ при действии
случайного эксцентрицитета из плоскости рамы. В соответствии
с '['14], площадь арматуры Гя или Fa принимается равной поло-
147-

вине всей ранее принятой площади арматуры, т.е. Fa=0,5x
X 35,37 ам2 и Fa = 0,5-35,37 см2, значит Fa+Fa=35,37 см2, как
и для предыдущего случая. Поэтому и коэффициент а остается
равным 0,98.
Площадь промежуточных стержней, расположенных у
граней, параллельных рассматриваемой плоскости, 4020 с Fa=
= 12,56 см* и 2022 с Fa=7,6 см2; 2Fa= 12,56+7,6 = 20,16 См2,
что больше 7з (Fa+Fa) = V3-35,37 = 11,79 см2. Поэтому
значение фж для данного случая берется по второй половине табл. V.4,
прил. V, т. е. фж=0,905 и фб =0,905, тогда
Ф = Фб + 2 (фж —Фб) а = 0,905 + 2 (0,905—0,905) 0,98 =0,905.
При этом:
Nce4= 1-0,905 [76,5-1600+ 3400-35,37] =219 000 кгс;
N = 218 тс<Nce4 =219 тс,
таким образом, прочность колонны и в этом случае обеспечена.
Сечецие //—И (второй этаж): продольное усилие от полной
нагрузки #2=180 тс; продольное усилие от длительной
нагрузки #дл = 137 тс, отношение Nn„/N2~ 137/180 = 0,76 и X=l0fh =
= 360/40=9.
Эксцентрицитет, как и раньше, только случайный: eo"=
= 1,3 см, поэтому весь расчет выполняется так же, как для
сечения /—/. Так как все отношения равны соответствующим в
сечении /—/, то значения коэффициентов остаются прежними: а =
= 0,444; фб=0,905; фж=0,915 и ф=0,914.
Требуемая площадь арматуры
#8
ф/П
_-
^а.с
180 000
— —76,5-1600
0,914-1
= = 21,3 см*.
3400
Рш + Рл =
Учитывая это значение в соответствии с сечением /—/,
принимаем 6022 с Fa = 22,81 см2. Процент армирования сечения
при этом
Fa + K 22,81
(• = -7—100=^100=1,43%,
что больше ранее принятого. Так как разница в проценте
армирования и. небольшая, коэффициенты для проверки несущей
способности сечения в плоскости рамы не пересчитываем.
Nce4 = т Ф [ЯпрF + Rac (Fa + F'a)] =
= 1-0,914 [76,5.1600 + 3400-22,811 = 182 000 кгс= 1820 кН;
#2 = 180 тс < Nce4 = 182 те,
несущая способность сечения в плоскости рамы обеспечена.
148

Проверим несущую способность сечения //—// при действии
случайного эксцентрицитета из плоскости рамы. Как и в сечении
/—/, площадь арматуры /7а-1-^га = 22,81 см2. Промежуточные
стержни приняты 2022с Fa=7,6cM2, их площадь менее 7зХ
Х(/7а+От==,/з-22,81=7,63см2, поэтому фж=0,91, a <p6=0,905.
Коэффициент
R* „ 3400
а = '*"ЖГ = 0'0143Ж5- = 0'635'
4ip
тогда
ф = Фб + 2 (фж — Фб) а = 0,905+ 2 (0,910 — 0,905)0,635 =
= 0,905 + 0,00635 = 0,911.
Несущая способность сечения //—//
tfce4 = т Ф [ДпрF + tfac (fa + F'a)] =
= 1-0,911 [76,5-1600+ 3400-22,811 = 181600 кгс = 1816 кН;
ЛГ2=180 тс <#сеч= 181,6 тс,
прочность сечения обеспечена.
Поперечное армирование колонны. Колонна армируется
сварным пространственным каркасом. Наибольший диаметр
продольных стержней 22 мм. По условию технологии сварки (табл.
1.2 прил. I) диаметр поперечных стержней в этом случае 8 мм.
3022
Рас. 89. Размещение арматуры
в сечении колонны
Шаг поперечных стержней в сварных каркасах сжатых
элементов должен быть и=20 d, но не более 500 мм. Принято: и=
=20^=20-22=440 мм < 500 мм.
Размещение рабочих и поперечных стержней в сечении
показано на рис. 89.
г) РАСЧЕТ ПО ПРОЧНОСТИ НА УСИЛИЯ,
ВОЗНИКАЮЩИЕ ПРИ ПОДЪЕМЕ И МОНТАЖЕ
Колонны имеют выступающие консоли. Их изготовляют,
перевозят и поднимают плашмя, поэтому при расчете на
монтажные усилия в растянутую зону бетона попадают только два стер-
149

жня диаметром 22 мм с площадью поперечного сечения Fa=
= 7,6 см2.
Характер работы сечения показан на рис. 90. Рабочая высота
сечения при работе на изгиб
d 22
h0 = h — h„„ — — = 400 — 25 — = 364 мм.
2022
О
Ь=АОО
2ф22
Рис. 90. Работа сечения
колонны при монтаже
Несущая способность сечения в этом случае может быть
определена как для балки с двойной симметричной арматурой,
а именно:
Мыч = #а.с^а (Ло — а') — 3400-7,6 (36,4-3,6) =
==846 000 кгс-см = 8,46 тем.
При подъеме и монтаже колонна работает на изгиб.
Характер ее работы в этом случае показан на рис. 91. Колонну
поднимают за трубки, поставленные на расстоянии 1,3 м от ее торцов.
При монтаже колонну стропуют за специальное монтажное
отверстие, расположенное на расстоянии 90 см от ее верхнего
конца.
at
Рис. 91. Расчетная схема колонны
а — при расчете на транспортные усилия; б — при расчете на усилия, возникающие при
150

Нагрузка от собственного веса колонны с учетом
коэффициента динамичности &д—/1,5, принятого по [14],
gm* 0,4-0,4-2500.1,5 = 600 кгс/м.
В соответствии с приведенными расчетными схемами усилия,
возникающие при подъеме и монтаже, определяются следующим
образом:
момент при подъеме:
El\ 600-1,33
мт = —-— = = 507 кгс-м = 5,07 кН-м;
81\ 600-5,825*
ЛЬ = —— = г = 2540 кгс-м = 25,4 кНм;
пролетный момент
Л*пр = М0 — Моа = 2540 — 507 = 2033 кгс-м = 20,33 кН-м;
момент при монтаже:
gl\ 600-0,93
Л*оп= —г- = ~ =243 кгс-м = 2,43 кН-м;
8l\ 600-7,525*
Л*0 = —— = -j =4220 кгс-м =42,2 кН-м.
Пролетный момент с достаточной точностью можно
определить по формуле
1 243
А1ор=Л10 — — /Won = 4220— —г— =4098,5 кгс-м» 4,1 тсм = 41 кН-м.
Наибольшие моменты, возникающие при подъеме и
монтаже,— Л4щ,= 2,033тс-м и Л4пр=4,1тс-1М— меньше момента,
который воспринимает сечение Л1сеч=8,4б тс-м, т. е. прочность
колонны при перевозке, подъеме и монтаже обеспечена.
д) РАСЧЕТ КОНСОЛИ КОЛОННЫ
В соответствии с номенклатурой консоль колонны принята
прямоугольной размером /кХ^к= 150X150 мм. Конструктивное
решение консоли показано на рис. 92. Ее арматура представляет
собой две двутавровые балочки составного сечения, поясами
которых шляются стержни, а стенки 'выполнены из листовой
стали.
Из-за большого насыщения металлом консоль рассчитывают
не как железобетонную, а как металлическую. Металлическая
консоль — это консольная балкар работающая на изгиб. Ее
расчет заключается в определении сечения поясов и стенок.
Так как стенки не сквозные и у граней колонн обрываются,
в работе сечения они участвовать не будут и изгибающий
момент в сечении будет восприниматься только продольными
стержнями— полками.
151

ItfuSfi
л
jf.
feci
- A
,1-
15yten--15S
ШМщгггггъ
a
Ш
tl* ISO
t:
Ir'ISO
M-
fAWMM\
Каркас -балка
250 .. 230
ffffF2
/70
2ZZZZZZZ
7ZZZZZZZZZZZZL
7?77_
680
ff
22222;
Г7/7
Puc. 32. Консоль колонны
I -~ харкас-балха; 2 —пояса балок из арматурных стержней; 3 —стенка балки из
листовой стали
Момент, воспринимаемый консолью, равен:
Мсеч = ^п^2,
где Fа — площадь стержней поясов;
R&—расчетное сопротивление стали;
г — плечо внутренней пары сил, равное расстоянию между осями
поясных стержней.
Действующий на консоль изгибающий момент с достаточной
точностью может быть определен как для коротких
железобетонных консолей (п. 3.86 fplO]) по формуле
Мк= l,25Qc,
где с — плечо силы Q, т. е. расстояние от точки приложения силы Q до гра-
*оп
ни колонны, с= —— +с\ (Cj —зазор между торцом ригеля и
колонной).
По условию прочности
AfK<Afce4, т. е. MK<fn/?a2.
Отсюда лелко найти требуемую площадь сечения поясов.
Расчет консоли выполняем в следующем порядке.
Определяем:
а) момент, возникающий на консоли:
AfK=la25Qc.
Наибольшая поперечная сила — эта сила на опоре 2, т. е.
Q*.i=:2M2-тс;
152

Рис. 93. Конструирование
консоли
1 — закладная пластина; 2 —
каркасы балки
плечо относительно грани колонны:
/к- 1,5
15—1,5
1,5 = ^-~ + 1,5 = 8,25 см;
2 2
Мк = 1,25-21,42-8,25 = 221 тс-см = 2,21 тс-м = 22,1 кН-м;
б) плечо внутренней пары сил z:
г = иконе — К.с — бпл — rf = 150 — 25 — 20 — 20 = 85 мм,
где диаметр стержней d=20 мм принят условно;
в) требуемую площадь поясов
Мк 221000
fn =
R*z
3400-8,5
= 7,65 см2.
Принимаем 2022AIV с Fa=7,6 см2. Толщину
ки принимаем конструктивно б мм. Постановка
в консоль показана на рис. 93. Между собой
балочки соединяют поверху закладными
пластинами консоли, понизу — коротышами.
е) РАСЧЕТ СТЫКОВ ЗВЕНЬЕВ КОЛОННЫ
Конструкция стыка показана на рис. 94.
Стык имеет торцовый опорный лист и
центрирующую пластину. К торцовому листу
приварено по два вертикальных листа, в результате
чего образуется стальная коробка. К боковым
листам коробки приварены рабочие стержни.
При -монтаже торцовые листы обвариваются
по всему контуру. При такой конструкции
стыка обеспечивается передача усилий
непосредственно с арматуры на арматуру, т. е.
получается стык с неразрезной рабочей
арматурой. В таком стыке бетон на смятие не
проверяется. Конструктивно ставят четыре
горизонтальные сетки с шагом 100 мм.
листа для стен-
двух двутавров
Рис. 94. Стык
звеньев колонн
I — сварной шов по
периметру; 2 —
центрирующей пластина
с 6=6 мм; 3 — заче-
каика раствором
153

Расчету подлежит только стыковой шов, длина которого
'шв = 4 (&к-20) =4-280^ 1120/|jM.
Требуемая толщина шва при электроде Э42А и RV
=2100кгс/см2 может быть определена по формуле
Агв =
"вп
142 800
= 0,087 см » 0,9 мм.
/шв0,7^в Н20.0.7-2100
Такая толщина шва невыполнима. Окончательно принимаем
толщину шва 6 мм, что соответствует толщине центрирующей
пластины.
/о ю
я.тйЧШШ- Рис- $5- Рабочий
.'WW чертеж колонны
Ллощадь поперечного сечения вертикальных листов должна
быть эквивалентна площади рабочих стержней у каждой грани.
Так как в стыке у грани расположены стержни диаметром
154

20 мм, то 6mi^0,3tf=i0,3*20=6 мм. (Поставлена пластина
толщиной 10 мм и шириной Ьпл=&к—40=400—40=360 мм, что
соответствует п. 7.63 [11].
Длина (высота) вертикальной пластины определяется
длиной сварных швов, приваривающих рабочие стержни колонны к
пластине:
/и = 5</=5-22= 110 мм = И см.
Принята высота пластины 1пЛ=1тв-\-40= 100+40= 140 мм.
Конструирование колонны приведено на рис. 95.
5. РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА
Рассматриваемое здание с неполным каркасом имеет по
периметру кирпичные несущие стены и колонны по всем средним
осям. Под стены устанавливается сплошной сборный ленточный
фундамент, а под колонны — отдельно стоящий столбчатый
фундамент стаканного типа. Рассчитаем столбчатый фундамент под
колонну по оси 2.
а) ОСНОВНЫЕ ДАННЫЕ
Характеристика грунта основания. В соответствии с
заданием грунт на участке — песок мелкий сухой средней плотности
с коэффициентом пористости е=0,65. По табл. 1 прил. 2 СНиП
II-15-74, угол внутреннего трения грунта фп=32°, коэффициент
удельного сцепления сп=0,01 кгс/см2=0,1 тс/м2. По табл. 16
той же главы СНиП, при фЧ=32° расчетные коэффициенты: А=/
= 1,34; В=6,36 и D=8,55. Усредненное расчетное значение
удельного веса грунта ниже уровня подошвы фундамента "ш=
= 1,6 тс/м3. /
Средний удельный вес материала фундамента и грунта выше
уровня подошвы фундамента у и =2 тс/м3.
Материал фундамента. Для фундамента принят бетон марки
М 200 с /?пр=90(кпо/юм2 и /?р=7,5ж!с/ом2 или с учетом
коэффициента Шб=0,85: тб#пр=76,б1КгсАэм2 или тб/?Р—6,38кгс/сад2«
«64тс/|М2.
Для рабочих стержней принята арматура класса A-III с
Яа=3400 кгс/см2, а для конструктивных стержней и подъемных
петель — арматура класса A-I.
Нагрузка на фундамент. В соответствии с приведенным выше расчетом,
нагрузка, передаваемая колонной ва фундамент в уровне пола первого
этажа, Л?=218тс. Расчетная иагрузка для расчета по предельным состояниям
второй группы Niiz=Njncv, где ncp—li2. Тотда ЛГц=218/1,2 = 182тс.
155

б) ОПРЕДЕЛЕНИЕ ОБЩИХ ГАБАРИТОВ ФУНДАМЕНТА
И ГЛУБИНЫ ЗАЛОЖЕНИЯ (РИС 96)
В соответствии с § 8 (главы 2 [8], общие минимально допустимые
габариты фундамента определяют следующим образом.
Требуемая глубина заделки колонны в стакан
/i3 = &K>30d.
Наибольший диаметр рабочей арматуры в нижнем ярусе колонны 22 мм,
30 d=30-22=660 мм, ?„ = 400 мм, тогда Л3=30^=660 мм=*700 мм.
Глубина стакана hc? = 700+50=750 мм.
Высота фундамента Я=&сг+200=750+200=950 мм.
Ширина подошвы фундамента (ориентировочло), как для жесткого
фундамента: a=2H+hK=2-950+400=2300 мм=2,3 м.
При высоте фундамента Я=95см принимаем две ступени — ftH = 40
см и Лв = 55 см.
g/W а,-450
' K\W0f
, ' 1
г
!
1
?
100
425
550
</25
i l
700
.„^L-J^r- >л~_
Ш j
1400
2800
Ъ
Ч>
*
1
Рис. 96. Выбор размера
фундамента
а — отредварительный размер
фундамента; 6 — окончательный размер
фундамента
Фундаменты под средине колонны закладываются . без учета глубины
промерзания грунта, так как здание отапливаемое. Верхний обрез
фундамента должен иметь отметку —0,15 м, тогда глубина заложения фундамента
Язал = Я+15 = 95+15= ПО см.
в) ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНОГО ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА
И ПЛОЩАДИ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТА
По формуле (17) \[9] расчетное давление на основание
/?=>
tTli Ш2
(Лауц+ВЯзал Yn + #cn) =
1,3-1,1
1,1
(1,34-2,3-1,6+ 6,35-1,1-2 + 8,55.0,1) = 26,5 тс/м3.
Значения коэффициентов гп\ и тп2 взяты по табл. 17 СНяП 11-15-74,
значения kH — сто § 3.52 того же СНиП.
156

Требуемая площадь основания фундамента
N* 182
""" R — Нзалу'п Г 26,5 — 1,1-2 = ' М'
Сторона подошвы фуидамента
a = y~F= У7,48 =2,63 м.
Принято а=2,7 м.
Нормативное давление грунта при этой ширине подошвы
R=Ih3l. (Aayu + BH3uny'u+Dcu) =
кн
1,3-1,1
= —L—L~ (1,34-2,7-1,6 + 6,35-1,1-2 + 8,55-0,1) = 27,6» 28 тс/м2.
Так как давление несколько изменилось, изменится и площадь
подошвы фуидамента. При Я— 28 то/м2
N" 182
F = — т— — — = 7,04 м2.
R— ЯзалТп 28-1,1-2
Сторона подошвы фундамента
a = YJ = У1~М = 2,66 м.
Принимаем сторону подошвы 01=2,8 м с F.=2,8X2,8 = 7,84 м2.
Среднее давление на грунт от расчетной нагрузки:
№ 182
^ср =— +Я3алУср = -^- + 1,1-2 = 25,4 тс/ма ;
Рср = 25,4 тс/ма < R = 28 тс/ма.
Рабочий чертеж фундамента приведен иа рис. 96,6.
Несмотря на то, что среднее давление на грунт основания меньше
нормативного и грунт состоит из песка средней крупности и средней плотности,
согласно п.527 [9], необходимо произвести расчет осадки основания,
потому что здание шестиэтажное. В данном примере расчет осадок основания
не приводим, так как книга посвящена только расчету конструкций.
г) РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА НА ПРОДАВЛИВАНИЕ
По конструктивным требовамиям высота фундамента И=95 см. Рабочая
высота фундамента в данном грунте (песок средней крупности) при
отсутствии грунтовых вод, в соответствии с § 8 главы 2 [9], может быть
принята:
Н0 = Н — 70 = 950 — 70 = 880 мм.
Проверим принятую высоту на прочность. Давление на основание от
расчетных нагрузок
Ргр = N/F = 218/7,84 = 28,4 тс/м2.
Необходимая ра/ючая высота фундамента из условия прочности его
на продзавивание
я0>- *К + Лк
+ /»к , J_ I/ ¦ N
4 ¦ + 2 У Ai/?p + Prp
Для тяжелого бетона k\~\\, тогда
0,4 + 0,4 1 -\[ 218
Н9 = — 4 +Т У 1-64 + 28,4 =0'71 м"
157

Требуемая по прочности на продавливание рабочая высота меньше
ранее принятой по конструктивным требованиям. Окончательно можно
оставить #о=880 мм и Я=950 мм.
д) ГАБАРИТНЫЕ РАЗМЕРЫ ФУНДАМЕНТА
При высоте #1=95 см, в соответствии с данными табл. VI.4 прил. VI,
фундамент примят двухступенчатым. Высота нижней ступени 40 см и
верхней—55 см. Построение ступеяей осуществляется по углу жесткости, т. е.
по линии, идущей под углом 45° от грани колонны, поэтому вынос верхней
ступени ai = 55cM, что больше 20 см, допустимых по нормам, и больше 0,5
Лк=0,5-40=20см. Вынос нижней ступени с0=70ом, что приблизительно
¦соответствует пределу, указанному в табл. VI.5 прил. VI, при марке
бетона М 200 и Ргр = 2,84 кгс/см2.
«) ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ НИЖНЕЙ СТУПЕНИ
Ш 1/7
Нижняя ступень проверяется на возможное продавливание верхней
ступенью по формуле
где Рр — расчетная продавливающая сила, тс, которая
определяется произведением РГр на площадь основания
фундамента ю за пределами нижней грани пирамиды продав-
ливания (рис. 97), PP=PppG>;
Ан = h в — о — рабочая высота нижней ступени;
6ср = . в н —периметр пирамиды, в данном случае средняя линия.
При построении ступеней по линии жесткости, т. е. по боковой
поверхности пирамиды, эта проверка теряет смыдл, так как если будет продав-
158 .

ливание, то оно пойдет по всей высоте фундамента. Поэтому для нижнеЛ
ступени данного фундамента проверку прочности на продавливание не
производят.
ж) АРМИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
Изгибающий момент в сечении //—// у грани колонны (см. рис. 97)
от упругой реакции грунта
Mii_n = Prp Jtzi? „=2М (*¦« -о.*)' 2 8 = 572 тс.м>
о 8
Необходимая площадь рабочей арматуры при #0=88 см
Ми_и 6 200 000
fa= 0,9Я0#а = 0,9-88-3400 = 21»2 см2*
Изгибающий момент в сечении /// — /// у верхней ступени
Miu-m = prp~Y а = 28-4_7~ 2>8==1?'5V тсм-
Необходимая площадь рабочей арматуры в данном сечении при рабочей
высоте Лн0=33 см.
Мш-Ш 1950 000
F» = — = = 19,4 см2.
0,9/1 * Ra 0,9.33-3400
Требуемая площадь сечения арматуры меньше F& в сечении // — И,
поэтому рабочие стержни выбираем по площади в сечении /У—-//.
При шаге рабочих стержней 200 "мм и стороне подошвы фундамента
а = 2800мм необходимое число рабочих стержней 2800 : 200= 14 шт.
Площадь полеречнего сечения одного стержня 19,5 см2:14= 1,39 см2.
Принимаем 14014АШ с Рл = 1,539-14=21,6 см?. Такое же количество стержней
должно быть уложено в перпендикулярном направлении, так как
фундамент и колонна квадратные и моменты в обоих наравлениях равны. Так
как ширина подошвы а=2,8 м<3 м и в сечении III— /// требуется вся
рабочая арматура, все стержни выполняем одинаковой длины — по 2800 —
—60=2740 мм.
Размеры верхней ступени (стенок стакана) ajft2= 55X55 см. Так как
при этом отношение ai/A2=l>0,75, верхнюю ступень армируем
конструктивно только одной горизонтальной сеткой из стержней 08AI длиной 1340 мм.
з) ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДИАМЕТРА ПОДЪЕМНЫХ ПЕТЕЛЬ
Объем фундамента
V= (0,4-2,8-2,8) + (0,55.1,4-1,4) -
_ ^,55.0,55 + 0,6.0,5 0(75j = 4>ш5и,.
159

Вес фундамента
Р
1,5-4,015-2,500= 15,1 тс.
В фундаменте ставятся четыре петли. С учетом возможного перекоса
нагрузка от веса фундамента передается на три петли. Нормативная нагрузка—
на одру петлю
^петлн = Р/3 = 15,1/3 = 5,03 тс.
По табл. 1.3 прил. I принята петля 028AI. Конструирование фундамента
приведено яа рис. 98.
*> **зо
I1
1
%
2t-
-9 *
*.
*
ы _
.
1
30
30,
IL
-L">
^
<
Ъ
-*г>
i
Рис. 98. Конструирование фундамента
Пример 9
РАСЧЕТ СБОРНОГО БАЛОЧНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
И ПОЛНОГО КАРКАСА ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
Здание отапливаемое четырехэтажное связевой системы
(связи создаются стенами лестничных клеток и кирпичными
поперечными стенами). Расстояние между крайними разбивочны-
ми осями поперек здания L—27м, сетка колонн LiXL2—9Х-,
Х6 м (рис. 99). Привязка колонн крайних продольных рядов
нулевая, привязка крайнего поперечного ряда колонн — по их
осям. Высота этажа #э=4,8 м. Стены навесные из сборных
железобетонных панелей, вес Ьм2 которых 290кгс=2,9кН.
160

А-А
4-и этаж
3~?э1,,аж
2-ii3Tian{
1-йэтам WK~7
Рис. 99. Разрез здания и план междуэтажного перекрытия
в А. Н. Кувалдин, Г. С. Клевцова

Панели остекления располагаются в виде поясов общей
высотой, равной примерло половине .высоты каждого этажа. Вес 1 м2
панелей остекления 50кгс=0,5 кН. Полы междуэтажных
перекрытий типа П-16 [17]. Покрытие бесчердачное плоское.
Несущие элементы покрытия такие же, как перекрытий. Кровля
рулонная типа I [3].Утеплитель — пенобетонные плиты
толщиной 100 мм.
Ригели прямоугольного сечения. Марка бетона ригелей
М 400, колонн — не более М 400. Марка бетона плит М 300.
Класс рабочей ненапрягаемой арматуры плит и ригелей Л-III,
напрягаемой — A-IV. Фундаменты под колонны монолитные
ступенчатого типа. Марка бетона фундаментов М 200, класс стали
основной рабочей арматуры А-П.
Нормативная полезная нагрузка на перекрытиях /?н=
= 1400iktc/m2=!14!kH/m2, в том числе длительно действующая
Дцл = Ю00 кгс/м2=Ю кН/м2, кратковременно действующая
РкР = 400 кгс/м2=4 кН/м2.
Строительство здания ведется в районе IV. по весу снегового
покрова. Нормативная глубина промерзания грунта в районе
строительства Hf =,1,95 м. Грунт основания—-мелкие плотные
пески, коэффициент пористости е=0,65; объемная масса у=
= 1,8 т/м3.
1. ОБЩЕЕ РЕШЕНИЕ
Здание производственного назначения, поэтому плиты
перекрытия ,П-1 принимаются ребристые. Вдоль средних разбивоч-
ных осей предусматриваются опорные плиты П-2, которые
приваривают к ригелям и с помощью специальных закладных
деталей сваривают с колоннами. Вдоль крайних разбивочных
осей укладывают доборные плиты П-3 меньшей ширины,
опирающиеся на специальные металлические столики крайних колонн
{эти детали в примере также не рассматриваются). Рядовые
плиты приваривают к закладным деталям ригелей. В примере
рассматриваем расчет и конструкцию только рядовых плит.
Ригели опираются на консоли колонн, сжатая грань которых
наклонена под углом 45е к горизонтальной плоскости.
Верхнюю растянутую арматуру ригеля ванной сваркой в
медных съемных фермах соединяют с выпусками из колонн.
Закладные детали нижней зоны торцов ригелей сваривают с
закладными деталями консолей колонн. После выполнения сварки стыки
ригелей с колоннами замоноличивают. Образованные таким
образом соединения могут считаться жесткими узлами рамного
каркаса здания.
Членение колонн на звенья в учебных целях принято
поэтажное. Для удобства монтажа стыки колонн располагаются на
высоте 0f> мот уровня верха плит. Стык проектируется из условия»
162

чтобы его несущая способность была не меньше несущей
способности звеньев колонны. Звенья колонн первого этажа
заделывают в стаканы фундаментов, бетонируемых на месте. План и
разрез здания показаны на рис. 99.
2. РАСЧЕТ СРЕДНИХ КОЛОНН
а) РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
В здания^ связевой системы возможная горизонтальная
нагрузка воспринимается связями, поэтому усилия от этой
нагрузки при расчете колонн не учитываются. По малости
эксцентрицитета продольной силы колонн при загружении смежных
пролетов ригеля в расчете колонн учитывается только случайный
эксцентрицитет во", который принимается не менее 7боо^о или
7зо h, или 1 см.
Расчетная длина колонн каждого этажа, в соответствии с
[14], принимается равной высоте этажа, т. е. /о=#э=4,8 м.
б) НАГРУЗКИ
При определении нагрузок на колонны ригель считается
разрезным, т. е. в каждом пролете звено ригеля рассматривается
как простая балка, свободно опирающаяся на консоли колонн.
Поэтому нагрузка на колонну от равномерно распределенных
нагрузок на перекрытии или покрытии будет определяться как
произведение грузовой площади 11Х?2=9Х6 = 54 м2 на
интенсивность рассматриваемой нагрузки.
Для подсчета нагрузок высота и ширина сечения ригеля
приняты: h = 80 см — 0,8 м; 6 = 30 см = 0,3 м, что соответствует
известным рекомендациям: hzz0,\ /,t и 0,5 /r>/j;>0,2/i. При этих
размерах напру эк а от 1м длины ригеля hby—0,8- 0,3- 2500 =
^^600 кгс/im = 6 кН/м. Сечение колонн ориентировочно принято
биХ^ь = 40X40 см = 0,4Х0,4 м. При этом расчетная нагрузка от
нес а колонны оного яруса с учетом веса связей 500 кгс (5 кН)
составит:
(//, — А) М„ уп-\-500= (4,8 — 0,8) 0,4-0,4-2500-1,1 +
+ 500 = 2300 кгс = 23 кН.
Вычисление нагрузок па колонну от покрытия и перекрытия
одного этажа сведено в табл. 24, где снеговая нагрузка
расчленена на длительно и краткопремошю действующую, что при
расчете по предельным состояниям нерпой группы не является
обязательным. Пользуясь данными этой таблицы, определяем
расчетную нагрузку на колонны каждого этажа (табл. 25).
<»* Л. II Кувялдин, Г. С. Клевцова
163

Таблица 24. Подсчет нагрузки на колонну от покрытия
и перекрытия
Нагрузка
Нормативная нагрузка
кгс
кН


фициент

перегрузки
Расчетная
нагрузка
ЕГО
кН
Нагрузка от покрытия
Защитный слой кровли,
6=0,02
Рулонная кровля из
четырех слоев на мастике
Цементно-иесчаная
стяжка, '6=0,015
Пенобетовные плиты,
6 = 0,1 м
Пароизоляция
Железобетонные плиты
Ригель
Вентиляционные
короба и трубопроводы
0,02-1600.54=1730
12-54 = 648
0,015-2000-54 =1620
0,1-500-54=2700
3-54 = 162
300-54=16 200
600-9=5400
50-54=2700
Длительная снеговая (150—70)54=4320
нагрузка
Итого длительно
действующая
Кратковременная
снеговая
Полная от покрытия
35 480
70-54=3780
39 260
17,3
6,48
16,2
27
1,62
162
54
1,2*
1,1
1,2
1,2
1,1
1,1
1,1
27 1,1
43,2
354,8
37,8
392,6
1,4
—
1,4
—
2080
712
1950
3240
178
17 800
20,8
7,12
19,5
32,4
1,78
178
5940 59,4
3000
6050
40 950
5350
46300
30
60,5
409,5
53,5
463
Нагрузка от одного перекрытия
Асфальтобетонный пол,
6=0,05
Железобетонные плиты
Ригель
0,05-1800-54=4 860
300-54 = 16 200
600-9=5400
48,6
162
54
1,20
1,1
1,1
5 860
17 800
5940
58,€
178
59,4

Продолжение табл. 24
Нагрузка
Полезная длительно
действующая
Итого длительно
действующая от одного
перекрытия
Полездая
кратковременно действующая
Полная от перекрытия
Нормативная нагрузка
кгс
1000-54=54 000
80460 -
400-54 = 21600
102 060
кН
540
804,6
216
1020,6


фициент

перегрузки
1,2
—
1.2
—
Расчетная
нагрузка
кгс
64 800
94 400
25 900
120 300
кН
648
944
259
1203
Таблица 25. Подсчет нагрузки

Колонна
4-го
этажа
3-го
этажа
2-го
этажа
1-го
этажа
Длительно действующая на груз-
ка"вл
кгс
40 950+2300 =
=43 250
43 250+94 400+
+2300=139 950
139 950+94 400+
+2300 «236 650
236 650+94 400+
+2300=333 350
кН
432,5
1399,5
2366,5
3333,5
Кратковременно
действующая нагрузка NK
кгс
5350
5350+25 900 =
=31 250
31 250+25900 =
= 57 150
57 150+25 900=
=83 050
кН
53,5
312,5
571,5
83095
Полная нагрузка
N
кгс
48 600
171 200
293 800
416 400
кН
486
1712
2938
4164
в) КОЛОННА ВТОРОГО ЭТАЖА (К-6)
В целях унификации ригелей и ряда других элементов
конструкций сборных зданий, согласно п. 4.4 [7], колонны выше
второго этажа должны иметь бетонное сечение такое же, как
колонна второго этажа, поэтому прежде всего выполняется
расчет колонны второго этажа, как наиболее загруженной. При
назначении размеров сечения следует иметь в виду, что ширина
сечения колонны Ьн должна быть больше или в крайнем случае
равна ширине сечения ригеля.
В соответствии с заданием принимаем бетон марки М 400 и
арматурную сталь класса A-III. Полная расчетная нагрузка на
колонну JV=2938Q0 кгс—2938 кН, в том числе длительно
действующая ЛГдЛ=236 650 кгс=2366,5 кН. Отношение NaJN—
= 2366,5/2938=0,81.
165

Предварительно сторона квадратного сечения колонны
принята /iK=6K=40 см. Отношение >* = /о/Ль-—480/40—12>4,
поэтому необходим учет прогиба колонны. При учете эксцентрици-
сл 1 ,. 40
о СЛ 1 f
тетак равного случайному эксцентрицитету во — Лк=
•30 30
= 1,3 см, для колонн с симметричной арматурой расчетная
формула имеет вид
N<<рт [RnpF + Ra.c (Fa + F'a)],
откуда необходимое сечение арматуры
- , <pm *пр^
F я 4- F = * я .
va с
При /iK = 40 см>»20 см т~\. Коэффициенты <р и а
определяются по формулам:
Ф = фб 4- 2 (<рж — фб) а;
^а.с
<* = Ц -5 ¦
Предварительно коэффициент армирования принят ц = 0,02.
По табл. IV. 1 прил. IV с учетом примеч. 1«б», для бетона
марки М 400 принято:
/?пр = 0,85 175 = 149 кгс/см8 = 1,49 кН/см2.
Следовательно, а = 0,02 —— =0.457.
149
В предположении, что вся арматура сосредоточена у
наиболее напряженных граней, при N^/N=0,81 и А=12,
интерполируя данные табл. V.3 прил. V, находим фб = 0,871, по табл. V.4
прил. V находим фж —0,89. При этих значениях
Ф = 0,871 + 2 (0,89 — 0,871) 0,457 = 0,885.
Подставляя полученные данные, будем иметь
293 800
—149-40- 40
0,885-1 а 0
Fa4-Fa = =28 сма.
а^ а 3400
Принимаем 4032АШ с /га = 32,17 см2. Коэффициент армирова-
32 17
ния составит: ц = '¦—=0,02<;0,03. Это значение равно
принятому предварительно, поэтому пересчета не требуется.
Несущая способность колонны -
#иес = <Р т [Rnp F + #ас (Fa + F'a)] =
= 0,885-1 [149-40.40 + 3400.32,17] =307000 кгс = 3070 кН,
3070 2938
что на = 100=4,8% больше действующей нагрузки.
2938
В соответствии с данными табл. 1.2 прил. I, принимаем попереч-
166

ную арматуру d2=10 мм класса A-I с шагом и = 400 мм>20^! =
= 20-32 = 640 мм.
Расположение стержней в сечении колонны, показанное на
рис. 100, симметрично относительно поперечной и продольной
осей, поэтому расчет при расположении случайного
эксцентрицитета в направлении, перпендикулярном к плоскости рамы, не
требуется.
4Ф32№
Рис. 100. Сечение колонны
второго этажа
г) КОЛОННА ТРЕТЬЕГО ЭТАЖА (К-4)
Полная нагрузка на колонну /V=171 200 кгс=1712 кН, в том
числе длительно действующая Л^дл=139 950 кгс= 1399,5 кН.
Отношение Nm/N= 1399,5/1712*= 0,82.
Размеры бетонного сечения принимаются такими же, как
колонны второго этажа, т.е. 6к=^к=.40см. Отношение Я =
480/40= 12>>4, поэтому требуется учет прогиба колонны.
Нетрудно убедиться, что в этом случае при бетоне марки
<А\ 400 по расчету арматура не требуется и бетон может быть
принят марки М 200. По табл. IV. 1 прил. IV с учетом примеч.
1«б» принято: /?1ф = 0,85-90 — 76 кгс/сма—0,76 кН/см2.
Коэффициент армирования предварительно принят ц. = 0,015.
В этом случае
R»
а — |л
Я,
пр
= 0,015
3400
-^6^=0,67.
При расположении всей арматуры у наиболее напряженных
граней и при Л/дЛ/Л'=*0,82 и А,=/о/Лк—12, интерполируя
данные табл. V.3 гарпл. V, находим ерп —0,87; по табл. V.4 прил. V
находим фж = 0,89. При этих лишениях
ф^0,87 1-2(0,89 -0.87) 0,G7== 0,894.
Необходимое сечение арматуры
N 171 200
Г¦, 4- Fa =
qpm
— ^пр Ьк "к
0,894-1
7G-40 • 40
3400
= 20,6 сма.
167

Принимаем 4028AIII с /^=24,63 см2. Коэффициент
армирования ja= ' =0,0154, т. е. примерно равен взятому
предварительно, поэтому пересчета не требуется.
Сечение бетона и расположение арматуры симметричны
относительно продольной и поперечной осей (рис. 101), поэтому
расчет при расположении случайного эксцентрицитета в
направлении, перпендикулярном к оси рамы, не требуется.
<ЫоАХ
Рис. 101. Поперечное
сечение колонны третьего этажа
Несущая способность колонны
#вес = 0,894-1 (76.40-40+ 3400-24,63) = 184 000 кгс = 1840 кН.
1840—1712
Это значение на
1712
100=7,5% больше действующей на
колонну нагрузки.
Поперечная арматура, в соответствии с данными табл. 1.2
прил. I, принята ^2=10 мм, класса A-I, с шагом «=400 мм>
>20 ^=20-28=560 мм.
д) КОЛОННА ЧЕТВЕРТОГО ЭТАЖА (К-2)
Полная нагрузка на колонну iV=48600 кгс=486 кН, в том
числе длительно действующая нагрузка #дл=43250 кгс=
=432,5 кН. Бетон марки М 200.
Из условия устройства стыков звеньев колонн с помощью
ванной сварки продольных стержней арматура принята _rfi =
=20 мм. Таким образом, общая площадь сечения арматуры
Fa+Fa =4X3,14=12,56 см2. Размеры бетонного сечения колонн
всех этажей, кроме первого, 6к=&н=40см.
Коэффициент армирования
Fa + K 12,56
= 0,00785.
Р =
bKhu
40-40
Коэффициент
пр
=0,00785
3400
~76~
= 0,35.
168

При #дл/ЛГ=432,5/486=0,89 и Я=12 по табл. V.3 и V.4
прил. V находим фб»0,86 и фж~0,89. При этих значениях <р=
=<рб+2 (фж—фб) а=0,86+2 (0,89—0,86) 0,35=0,874.
Несущая способность колонны
ЛГиео = ф т [Ящ, Ьк Ак + «а.с (Рш + F;)] =
-0,874-1 (76.40-40 + 3400.12,56) = 144 000 кгс=1440 кН.
Это значение намного превосходит действующую на колонну
нагрузку. Однако, учитывая приведенные выше конструктивные
условия, уменьшение сечения колонны нецелесообразно.
е) КОЛОННА ПЕРВОГО ЭТАЖА (К-8)
Полная нагрузка на колонну #=416 400 кгс=4164 кН, в
том числе длительно действующая нагрузка Л7ДЛ=333 350 кгс=
= 3333,5 кН.
Ширина сечения колонны всех этажей, как правило,
принимается одинаковой, т. е. в данном случае 6К=40 см. Нагрузка,
действующая на колонну первого этажа, значительно
превосходит нагрузку на колонну второго этажа, поэтому высота
сечения колонны принята /iK=50 см. Марка бетона согласно
заданию М400,
Пренебрегая некоторым защемлением в фундаменте,
расчетную длину колонны принимаем ho=H3=4,8 м. Наибольшее
необходимое сечение арматуры будет при случайном эксцентрици-
тете во = Ьк= = 1,3 см в направлении стороны Ьк се-
чения колонны. В этом случае отношение X=/0/6„=480/40=
= 12>4 и, следовательно, как и ранее, требуется учет прогиба.
Коэффициент армирования на основании предварительных
подсчетов принят ji=0,028. Тогда а=\х °с =0,028 =
Апр НУ
= 0,64. При #fln/jV= '-— =0,8 по табл. V.3 прил. V находим
4164
фб = 0,872.
Учитывая возможность возникновения не выявленных
статическим расчетом моментов в плоскости рамы, арматуру
располагают вдоль сторон сечения Ьк (рис. 102). Поэтому, полагая,
что сечение промежуточных стержней, расположенных между
угловыми стержнями, будет более одной трети сечения всех
стержней, коэффициент фж=0,868 определим по разделу Б
табл. V.4 прил. V.
Коэффициент
9 = %+ 2 (фж —%) а = 0,872+ 2 (0,868 — 0,872) 0,64 = 0,863.
169

Необходимое сечение арматуры
416 400
, __ Nf(pm-RnpbKhK 0,867,-1
Я+ а~~ *а.с ~ 3400
149-40-50
= 54,2 сма.
Принимаем (4032+4028) АШ с/vffa =56.8 см2. Перерасход
арматуры составит —' ~'„ '—100=4,7%. Коэффициент ар.\-;;:::-
вания ц=
56,8
40-50
54,2
= 0,0284 незначительно отличается от
принятого предварительно, поэтому пересчета не требуется.
±
^
Н
Рис. 102. Поперечное сечение
колонны первого этажа
Из условия соблюдения
необходимого защитного слоя
расстояние от осей стержней до
ближайших граней бетона а==а' —
= 5 см. Расстояние между осями
стержней в направлении hK
составит: hK— а — а'='50—5—5 —
= 40 см. При этом значении не
требуется установки
промежуточных стержней. Поперечная
арматура может быть принят
01OAI с шагом « = 400 мм.
ж) СТЫК КОЛОННЫ ВТОРОГО
ЭТАЖА
При выбранных конструкциях
и условиях работы колонны
наиболее целесообразным является
стык с ванной сваркой продольных стержней. Для
осуществления этого стыка в торцах стыкуемых звеньев колонны в местах
расположения продольных стержней устраивают подрезки. При
четырех стержнях подрезки располагают по углам, как показано
на рис. 103, Продольные стержни, выступают в виде выпусков,
170
Рис. 103. - Стык КОЛОННЫ с
помощью, ванной сварки
продольных стержней
1 — поперечная арматура колонны;
2 — квадратные сетки в теле
колонны; 3 — сетки в зоне стыка;
4 — выпуски продольной арматуры
колонны; 5 — хомут; 6 — место
еватжи; 7 — центрирующая
прокладка; 8 — бетон замоноличивания

свариваемых в медных съемных формах. Такую сварку обычно
используют для стержней диаметром не менее 20 мм.
После сварки стык замоноличивают под давлением. Марка
бетона или раствора замоноличивания обычно принимается либо
равной, либо на одну ступень ниже марки бетона колонны. В
данном примере для замоноличивания принят бетон марки М300,
и по табл. IV.1 прил. IV с учетом примеч. 1«б» — ?л1р~0,85Х
Х135=115кгс/см2—'1,15кН/см2. Некоторое снижение-
прочности в стыке компенсируется сетчатым армированием
ослабленного сечения.
Характер работы сеток в стыке и расположение последнего
на сравнительно небольшом расстоянии от жесткого узла
каркаса позволяют учитывать работу сеток независимо от гибкости
колонны.
Ввиду сложности сечения колонны в зоне стыка несущую
способность последнего определяем в предположении осевой
симметрии сопротивления всех элементов сечения. В этом случае с
некоторым запасом надежности расчета можно считать, что
несущая способность стыка Nmc должна удовлетворять условию
*Вес = 0,8 [RlpFa + Rn9F,] -b(FaH-^)/?a.c>JV (1+1г)-
Прочность армированного сезками бетона определяется по
формуле
с 5+4
где Ra — расчетное сопротивление арматуры сетки .растяжению; k= -— ;
1-)-4,о А
Vc
Ик— —~ —объемный коэффициент косвенного армирования;
Япр
Vcs=fc2lc —объем арматуры одной сетки;
fc — площадь сечения стержня сетки;
2/с -~ длина всех стержней сетки;
s — шаг расположения сеток, принимаемый не менее 60 мм, не более 7э
стороны сечения колонны и не более 150 мм;
/'„ площадь бетона, ограниченная крайними стержнями сетки;
/•':,— площадь сечения бетона замоноличивания (площадь подрезок).
Размеры сечения 'подрезки из условия размещения медных
форм (приняты: /г3 = Ьп—Юсм. Таким образом, в
рассматриваемом случае /73 = 4fr.)ft3—4-10-10=400 см2.
Зависимость iV,,,.c от цк довольно сложна, поэтому, задаваясь
сечением и шагом стержней сетки, будем определять значение
А'нес, наиболее отвечающее вышеприведенному условию.
Для стержней сетки принимается арматурная сталь класса
B-I при ^с^5мм или класса А-Ш п,ри dc= (6...14) мм.
Размеры ячеек сетки долж.ны 'быть не менее 4,5 см, не более 1/4 Ьк
и не более 10 см. Принимаем арматуру диаметром dc='6 мм
(/с = 0,283 см2), класса А-Ш.
171

Защитный слой крайних стержней сетки с учетом того, что на
значительной длине они находятся за бетоном замоноличивания,
принят А3.с=1 см. Показанное на рис. 103 расположение
стержней удовлетворяет условию, предъявляемому к размеру ячеек.
При h3.c=l см расчетная длина длинных стержней составит
40—2-1=38 см, коротких — 20—2«1 = 18см. Как видно из
рис. 103, общее число длинных стержней 8, коротких — тоже 8.
При этих данных:
Vc = 0,283 (38-8 + 18-8) = 126 см";
F,= (&K-2Aa-e) (Ак —2ft3c)-F8 = (40-21)(40-21)-400=1040 сы*.
Шаг сеток s=6 см>5 см. Объемный коэффициент
косвенного армирования
Ус 126
ик = —- = = 0,02.
^к $Fa 6-1040
Коэффициенты:
Ик#а 0,02-3400
А = -^——^- = °^
5-М = 5 + 0.45
1+4, ЬА 1+4,50,45 ' '
Прочность армированного сетками бетона
#;р=Япр + k (лк R\ = 149 + 1,79• 0,02 ¦ 3400= 271 кгс/см2 = 2,71 кН/см».
Несущая способность сечения стыка
#сеч = 0,8 (Я;/Я + ЯпрFa) + (Fa + F'a) /?,.с =
= 0,8 (271-1040-f- 115-400) +32,17-3400 = 371 000 кгс = 3710 кН.
Условная продольная сила
/ 6воМ / 6-1,3 \
N I 1 + —-~ I = 293 800 f 1 + —~- 1 = 357 000 кгс = 3570 кН.
-г * * 3710-3570 ч^
Таким образом, несущая способность стыка на — X
XI00=3,9% больше действующего усилия, поэтому можно
считать, что косвенное армирование подобрано удовлетворительно.
Конструкцией стыка также предусмотрена установка трех
сеток выше и ниже зоны замоноличивания (см. рис. 103). Между
звеньями колонн расположена армоцементная центрирующая
прокладка размером 10X10X2 см. В шве между торцами
звеньев установлен хомут из арматуры 08АШ.
з) КОНСОЛЬ КОЛОННЫ ВТОРОГО ЭТАЖА
Расчетная нагрузка. Вылет консоли принятой конструкции
значительно меньше ее высоты, поэтому консоль относится к
группе коротких.
172

Стык ригеля с колонной образует жесткий узел, который
тщательно замоноличивают сразу после монтажа. С известным
приближением консоль можно рассчитывать на нагрузку, равную
половине нагрузки на колонну от одного междуэтажного
перекрытия (см. табл. 24), т. е.
Q = 0,5 (120 300) =60150 кгс = 601,5 кН.
Вылет консоли. Минимально допустимая длина площадки
опирания ригеля определяется по выражению
/ _-?-
оп- мин Ь Япр '
где &=30 см — ширина ригеля.
Сборные ригели могут применяться в каркасах с колоннами
из бетона различных марок, поэтому в целях унификации
величину опорной площадки следует определять при самой низкой
марке бетона колонн — М200. В этом случае
60150
30-76
= 26 сы.
С учетом возможной неравномерности распределения
давления по опорной поверхности, а также неточности при монтаже
принято /оп=30 см (рис. 104).
Рис. 104. Схема конструкции консоли и
стыка ригеля с колонной
/ — выпуски нз колонны; 2 — закладные
детали: 3 — хомуты: 4 — окаймляющие стержни;
6 — отогнутые стержни; 6 — ригель; 7 —
продольная арматура консоли
Расстояние от торца сборного ригеля до грани колонны
6 = 5 см. Таким образом, вылет консоли
'•. к "" 'on + в = 30 + 5 = 35 см.
Высота консоли. Рабочая высота консоли у грани колонны
определяется из условий
h°> 2,5R?bK ™*h*>V у,
Qa
25 k3kiRpbK •
173

где для статической нагрузки k4=l и &3=1,2. Расстояние от
точки приложения силы Q до грани колонны
Q 60150
а = L „ — = 35 — =28 см.
2й#пр 2-30-149
Согласно данным табл. IV.1 прил. IV с учетом примеч. 1«б»:
Яр = 0,85-12 = 10,2 кгс/см2;
#пр = 0,85-175 = 149 кгс/см2.
Тогда:
60150 , ^ 1/ 60 150-28
Л°^ 2,5-10,2-40 ~59 см; "о>|/ 1,25-1,2-10,2-40 = 53 см"
Полная высота консоли у ее основания принята /z=65 см.-
Ныжняя грань колонны наклонена под углом 45°, поэтому
высота свободного конца консоли
йкр = h — /в к tg 45е = 65 — 35-1 = 30 см > — А = — 65 и 22 см.
Армирование консоли. Расчетный изгибающий момент может
быть определен по формуле (4.310) [2]
Q \ „ ( „ 60150
Al=l,25Q / к— —гг = 1,25-60 150 35
VB 26^; \ 2-30-149
= 2 110000 кгс-см = 21 100 кН-см.
Рабочая высота в сечении на грани колонны
/i0 = /i — а=65 — 3=62 см.
Коэффициент
М 2 110 000
А)= 7г = =0,092.
^пр^кАр 149-40-622
По табл. V.1 прил. V находим ?=0,1. Необходимое сечение
продольной арматуры
Япр Н9
? = \Ъ*К -^- = 0,10.40-62 -3400-=П см2.
Принимаем 2028AIII с Fa= 12,32 см2. Эта арматура (поз. 7,
рис. 104) -приваривается к закладным деталям консоли( поз. 2,
рис. 104), которые одновременно служат для сварки с
закладными деталями ригеля. Из условий сборки один конец каждого
из этих стержней приваривается до сборки, второй — после
сборки пространственного каркаса колонны.
Так как
Л = 65 см > 2,5 сх = 2,5 j/BK ——20-] = 2,5 (35 — —- J = 50 см,
консоль рекомендуется армировать отогнутыми стержнями и
горизонтальными хомутами. Шаг хомутов должен быть не более
174

15 см и не более Л/4 = 65/4«;16 см. Диаметр отогнутых
стержней должны быть не более 1/15/0т ('от длины отгиба в пределах
консоли).
Хомуты приняты двухветвевые из стали класса A-I,
диаметром 8 мм (/х=0,593 см2). Шаг хомутов и=1Б см. Отогнутая
арматура (см.. поз. 5 рис. 104), выполняется из стали класса A-III
диаметром б?0т=12мм {/от=1,131 см2), что значительно меньше
/ог/15.
Необходимое суммарное сечение отогнутой арматуры при
наклоне нижней грани консоли у=45° определяется по формуле
F0T = 0,002 bKh0 = 0,002.40-62 = 4,96 сма.
Отогнутую арматуру устанавливают в трех наклонных сече-
ни-ях (см. рис. 104). В каждом сечении предусмотрено по два
стержня. Концы отогнутой арматуры должны быть заведены в
тело колонны на длину, определяемую данными табл. 1.3 прел. I;
с некоторым запасом принято /ан = 35??от = 35-12 = 420 мм.
Линию, соединяющую точку приложения опорного давления с
точкой пересечения наклонной грани консоли с колонной (пунктир
на рис. 104), будут пересекать шесть отогнутых стержней общей
площадью /7от = 6/от= 6-1,141=6,78см2, что значительно
превосходит необходимое сечение поперечной арматуры F0T =
= 4,96 см2.
Вертикальную и наклонную грани консоли окаймляют два
стержня 016AIII (см. поз. 4, рис. 104), которые одним концом
приварена к'закладной детали консоли, а другим — запущены в
тело колонны. К этим стержням подвязывают хомуты и
отогнутые стержни.
и) конструкция колонн
На рис. 105 показана конструкция колонны первого угпжл, на
примере которой рассмотрены основные положения, принятые
при конструировании колонн. Продольная п поперечная
арматура колонн объединяется в плоские сварные каркасы. Пл^кпс
каркасы колонн с помощью отдельных стержней такого же
диаметра, как и поперечная арматура, и диагональных стержней
собираются в пространственные каркасы.
Колонны усилены в местах стыков горизонтальными сетками
С-1 и С-2 из арматуры класса A-III, диаметром 6 мм, с шагом
6 см.
Хомуты, отогнутую арматуру и закладные детали консоли
соединяют с пространственным каркасом вязальной проволокой.
Соединительные стержни (выпуски) с помощью уголков 75Х
50X6 (18) объединяются в самостоятельную деталь — М-3,
укрепляемую также на пространственном каркасе. В торце
колонны первого этажа, сопрягающемся с фундаментом, поперечную
арматуру устанавливают с шагом 80 мм.
175

176

С учетом удобства производства сварочных работ стык ко--
лонн устраивается на расстоянии 1780 мм от горизонтальной
грани консоли. Полная высота колонны принята с учетом отмет-
ки верха фундамента и глубины стакана (см. п. 6 «Расчет фун-.
даментов под колонеы»).
Для подъема колонны при монтаже вверху и внизу каждо--
го звена колонны установлены отрезки газовых труб диаметром
40 мм {19), которые заделывают в теле колонн приваренными
косыми стержнями диаметром 12 мм {21).
3. РАСЧЕТ ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
а) ОСНОВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ И РАЗМЕРЫ
' Номинальная ширина рядовых П-1 и опорных П-2 плит при*
нята: ?н—Li/6—9/6—>1,5m=i15001mm. Таким образом, между
опорными плитами размещаются пять рядовых плит (см. рис. 99).
При шве между плитами аш=15 мм конструктивная ширина
плит ?=?н —аш= 1500—15=1485 мм.
Расстояние между осями ригелей прямоугольного сечения
L2=6m = 6000mm. Шов между торцами плит может бытьпринят
50 мм. Тогда конструктивная длина плиты будет 5950 мм.
При значительной ширине ллиты для повышения прочности,
полки предусматриваются поперечные ребра, поэтому полка в,
каждом пролете между поперечными ребрами может
рассматриваться как пластинка (плита), опертая по контуру. В плите
предусматривается пять поперечных ребер (рис. 106), расстояние
между осями которых в средней части 1350 мм.
Поперечные ребра работают как однопролетные балки,
частично защемленные на опорах, т. е. в продольных ребрах.
Поперечное сечение средних ребер принято трапециевидным. Крайние
поперечные ребра запроектированы в виде утолщения полки на
участке длиной 450 мм. Такая конструкция принята с целью
унификации изделий и форм при изготовлении рядовых и опорных
плит, имеющих в торцах вырезы для колонн.
Для удобства распалубки продольные ребра имеют наклон-,
ные внутренние боковые грани. Сложное очертание внешних
граней способствует образованию при замоноличивании швов,,
бетонных шпонок, обеспечивающих совместную работу смежных
плит. Ширина ребер понизу &р=85 мм=8,5 см позволяет соз--
дать необходимый защитный слой продольной арматуры.
Размеры элементов плиты показаны на рис. 106.
В примере рассматриваются расчет и конструкция полки,
промежуточных ребер и продольных ребер плиты. Марка бетона
плиты М 300. При этой марке по табл. IV. 1 прил. IV с
учетом примеч. I «б» принято: #Пр— 0,85-135=115 кгсД:м2—
=,1,15 кН/см2; Яр=0,85-10=8,5 кгс/см2=0,085 кН/см2. Класс
основной рабочей арматуры A-III.
177*

б) РАСЧЕТ ПОЛКИ
Расчетная схема. Толщина полки hn —50 мм = 5 см, обычно
принимаемая для плит перекрытий промышленных зданий.
Расстояние в свету между продольными ребрами на уровне низа
полки (см. рис. 106)
!2 = В~ 2frp — 2, (A —AJ = 1485— 2-85 — 2-0,1 (400 — &)) = 1245 мм,
где i— уклон внутренних граней ребра;
h — ориштироточшое значение высоты продольных ребер.
Ширина крайних поперечных ребер на уровне низа полки
450 мм, ширина промежуточных ребер Ьв= 100 мм. В
соответствии с принятыми расстояниями между осями поперечных ребер
расстояние в свету на уровне низа полки будет: со стороны
торцов li= 1125 мм = 1,125 м; в средней части h =,1250 мм —
= 1,25 м. Таким образом, размеры полей полки 1%, U и U
практически одинаковы и, следовательно, каждое поле полки можно
рассматривать как квадратную пластинку, защемленную по
контуру.
Равномерно распределенная нагрузка на 1 м2 полки. Подсчет
равномерно распределенной нагрузки при расчете по предельным
состояниям первой группы сведен в табл. 26.
Таблица 26. Подсчет нагрузки
Нагрузка
Нормативная нагрузка
кгс/м2
Собственны ;"i 0,05-2500=125
вес полки 1

Асфальтобетонный пол
Полезная
нагрузка
Полная нагру.зка
kH/mj
0,05-25=1,25
X *
<П о.
1,1
Расчетная
^нагрузка
кгс/м2
138
0,05-1800 = 90 0,05-18 = 0,9 1,2 108
1000+400 =
= 1400
</н=1615
10+4=14 1,2
<7Ы=16,15
—
1680
9=1926
кН/м*
1,38
1,08
16,8
7=19,26
Подбор арматуры. Полка армируется сеткой из одинаковой
арматуры в обоих направлениях. При расчете полки по методу
предельного равновесия расчетный изгибающий момент на
опорах и в середине пролетов, отнесенный к полосе шириной Ь —
= 100 см, может быть вычислен по формуле
ql\2 1926-1,25»
М = —-— = jo~- = 63 кгс • м = 0.63 кН ¦ м.
48 48
179

Рабочая высота на опорах и в пролете
h0 — /1^/2 = 5/2 = 2,5 см.
Коэффициент
_ М 6300 _
А°~ Rnpbhl " 115-100.2,5^ -0'087'
Интерполируя данные табл. V.1 прил. V, находим ?=0,092.
Необходимое сечение арматуры класса B-I полосы шириной 1 м
Дпр Н5
Fa = lbho —дг- =0,092.100.2,5 g^ =0,83 см2.
По данным табл. II.2 прил. II принята сетка марки
200/200/5/5 с площадью поперечного сечения продольной армату*
ры на 1м ширины F&=,1,08см2 и поперечной арматуры—FSL=
= 0,98 см2.
Определение предельной сосредоточенной нагрузки. Учитывая
возможность применения напольного тралстюрта при
эксплуатации здания, следует определить значение сосредоточенной
нагрузки, которую способна выдержать полка.
Высота сжатой зоны в соответствии с принятым сечением
арматуры
*а^а 3150-0,98
х = = —————¦ = 0,27 см.
Rnpb 115-100
Несущая способность полки
Mce4 = RaFu f/zo--M = 3150-0,98 ^2,5- —у-) =
= 7300 кгс-см = 73 кН-см.
Изгибающий момент в полке от собственного веса и пола
(138+ 108) 1,253
Мп= К f ' =8 кгс-м = 0,08 кН-м.
п 48
Момент, который может быть воспринят полкой от
сосредоточенной нагрузки,
М? = Л*сеч — Л*п = 7300—800 = 6500 кгс-см = 65 кгс-ы.
Расчетный изгибающий момент, отнесенный к полосе
шириной 1 м, от сосредоточенной силы Р, приложенной в центре
квадратной плиты, по методу предельного равновесия
Л*р = Р/16.
Отсюда
/>=16МР = 16-65 = 1040 кгс=10,4 кН.
Если давление колеса напольного транспорта будет больше
полученного, то необходимо усилить арматуру полки.
180

в) РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ РЕБЕР
Расчетная схема. В целях упрощения расчета пренебрегаем
некоторым защемлением поперечных ребер на опорах, т. е. в
продольных ребрах, и рассматриваем их как свободно опертые
балки пролетом /р=1270 мм=1,27 м (см. рис. 106).
Расчетное сечение средних ребер принято таврового профиля
с ребром трапециевидного сечения. Ширина ребра понизу Ья=
=50мм=5см; ширина на уровне низа полки Ъъ=
= 100м'м = 10ом (рис. 107); полная высота /г=200мм = 20 см.
Рис. 107. Расчетное сечение
поперечного ребра
/С
*;
=52
ш—
4.
-1
у
1
ад
—ш
¦Ьн=5
•
см
II
-с
Ширина свесов принята
&св = /Р/6= 1270/6 = 210 мм.
Таким образом, расчетная ширина полки поперечного ребра
Ъ'п = 2Ьсь + 6„ = 2-210 + 100 = 520 мм = 52 см.
Защитный слой принят /г3.с=2см. При этом рабочая высота
равна
h0 = h — а = 20 — 3=17 см.
Нагрузка на среднее ,ребро от полки, как видно из характера
грузовой площади (см. рис. 106), должна быть принята в виде
треугольника с максимальной ординатой
9тр = q 2у+М= 1926 \2 —'— + 0,Л = 2600 кгс/м = 26 кН/м.
Расчетная схема .ребра приведена .на рис. 108.
Подбор сечения продольной арматуры средних ребер.
Наибольший изгибающий момент в балке с треугольной нагрузкой
2600-1,27а
= 350 кгс-м = 3,5 кН«м.
М =
12
12
Полагая x<hn, находим
М
35000
ЯпР Ьп h0
115-52-17»
0,0203.
Этому значению соответствует ?=0,0203. Следовательно, х=
=$Ло=0,0203.170,35 см<л? =5ом.
181

• Необходимое сечение арматуры
Я,
пр
115
Fa = lbnh0 -^-0,0203.52-17 -дЩ- = 0,6 см2.
Принимаем 101OAIII с Fa=0,785 см2.
,~ =2600
«еткаполки
Рис. 108. Расчетная схема
поперечного ребра
Рис. 109. Армирование крайних
ребер
Подбор поперечной арматуры средних ребер. Наибольшая
поперечная сила
Q =
qTplp 2600.1,27
= 826 кгс = 8,26 кН.
4 "~ 4
Предельное значение поперечной силы, при которой расчет
поперечной арматуры можно не производить, определяется по
формуле
Qnp = &1#р&НА0-
Для тяжелого бетона &i = 0,6. По табл. IV.1 прил. IV с учетом
примеч. 1«б» для бетона марки М300 /?р=0,85 ¦ 10 = 8,5 кгс/см2.
Тогда
Qnp = 0,6-8,5-5.17 = 430 кгс = 4,3 кН.
Полученное значение <3щ> меньше наибольшей поперечной силы,
поэтому необходим расчет поперечной арматуры.
Предельное усилие, воспринимаемое поперечной арматурой
на единицу длины балки:
Q* 8262
Qx = ."' ,г> = — гт"ГТ"" ":- ? кгс/см — 0,07 кН/см.
4k2RpbHh20 4-2-8,5-5-173
В этой формуле для тяжелого бетона k2—2.
Согласно табл. I.I прил. I. принята поперечная арматура
диаметром с12=Ъ мм, класса B-I с /7Х = 0,196 см2. Расстояние
между стержнями поперечной арматуры должно быть не более
RaxF* 22000,196!
и = — = ц = 61 см.
По конструктивным требованиям (п. 10 прил. I), u — hl2=20/2 =
= 10 см.
Крайние ребра армируются конструктивно, как показано на
рис. 109.
182

г) РАСЧЕТ ПРОДОЛЬНЫХ РЕБЕР
А. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
ПЕРВОЙ ГРУППЫ
Расчетная схема. Плита свободно опирается на ригель (см.
рис. 106), поэтому продольные ребра можно рассматривать как
однопролетную простую балку. За расчетный пролет принимаем
расстояние между центрами опорных площадок плиты. В
данном случае расчетный пролет может быть принят равным:
ь зоо
L = L2~ — = 6000 — =5850 мм = s,85 м,
0 2 2
где 6 = 300 мм — ширина сечения ,ригеля.
Расчетное сечение—таврового профиля, ширина ребра
которого равна удвоенной ширине ребра плиты, т. е.
6 = 2Ьр = 2-8,5 = 17 см.
Ширина полки расчетного сечения, как видно из рис. 106,
может быть равна:
&„ = 5 — 2-20=1485 —2-20=1415 мм = 144,5 см. .
Нагрузка. При наличии поперечных ребер нагрузка на
продольные ребра состоит из опорных давлений поперечных ребер
и нагрузок, передающихся непосредственно от полок,
распределенных в виде треугольников. Без существенной погрешности
эта сложная система нагрузки может быть заменена разномерно
распределенной, которая имела бы место при отсутствии
поперечных ребер. По данным табл. III.3 прил. III, вес 1 .м': плиты
принят 300 кгс —3 кН.
Подсчет нагрузки на I м длины плиты для расчет.! по
предельным состояниям первой группы сведен в табл. 27.
Подбор продольной арматуры. Наибольший изгибающий
момент от расчетной нагрузки
qtl 3177-5.852
Л1 = •—— = — =13600 кгс-м = 13,6 тс-м = 136 кНм.
8 8
Пределы целесообразных значений высоты ребра
А=(15---20) -,3"/ЙГ= (15- - -20) |3"Тз7б = (36- - -48) см.
Принимаем /г = 40 см = 400 мм.
Продольная арматура в каждом ребре принимается а виде
двух расположенных друг над другом стержней, свариваемых по
длине прерывистым швом. В этом случае расстояние от центра
тяжести сечения арматуры до растянутой грани ребра а =
= с?1+/г3.с. Обычно d\ не превосходит 25 мм, поэтому при
/г3.с = 30мм можно принять а = 254-30 = 55 мм = 5,5 см. Тогда
рабочая высота ребра
Л„ = h— а = 40 — 5,5 = 34,5 см.
183

Таблица. 27. Подсчет нагрузки
Вид нагрузки
Асфальтобетонный
пол
Железо бетоны ые
плиты
Полезная длительно
действующая .нагрузка
Итого длительно
действующая
Кратковременно
действующая
Полная
Нормативная нагрузка
кгс/м
0.05-1800Х
Х1,5*=135
300-1,5*=450
1000-1,5*= 1500
9^=2085
<?*=400-1,5* =
=600
9н = 2685
кН/н
1,35
4,5
15
«и =20,85
Я1=АХ
Х1,5*=6
<7Я = 26,85
S м
5?
1,2
1,1
1,2
—
1,2
—
Расчетная
нагрузка
кгс/ы
162
495
1800
2457
720
9=3177
кН/м
1,62
4,95
18
24,57
7,2
31,77
В —1,5 м — номинальная ширина плит
По табл. IV.1 прил. IV с учетам прим. 1 «б», для бетона марки
М300 принято #пр=0,85-135=115 кгс/см2.
Предполагая, что нейтральная ось проходит в пределах
полки, находим
М 1 360 000
Л =
ЯпРьп К
115-144,5.34,5*
=-0,069.
Этому значению соответствует ?=0,072. Высота сжатой зоны
*=ЕЙ0=0,072.34,5 = 2,48 cm</i„ = 5 см,
т. е. действительно нейтральная ось проходит в полке.
По табл. IV.4 прил. IV, расчетное сопротивление арматуры
класса А-Ш принято /?а=3400 кгс/см2. Необходимое сечение
арматуры
#:
пр
115
Fa=lbah0 ---- = 0,072.144,5.34,5 -3400-=12,1 см>.
Таким обраэом, из условия прочности может быть принято
402OAIII с Fa= 12,56 см2.
184

Подбор поперечной арматуры.
Наибольшая поперечная сила
а 10 3177-5,85 „ЛЛЛ пя „
Q=JL-2- = ¦— = 9300 кгс = 93 кН.
4 2 2
Величина
0,35/?прЬЛ0 = 0,35-115-17-34,5 = 23400 кгс = 234 kH>Q =
= 9300 кгс = 93 кН.
Следовательно, условие (70) [14] выполняется. Так как
адрЬй0=0,6-в,5* 17-34,5=3000 кгсОЗОО кгс, леобходим расчет
поперечной арматуры. Из условий технологии сварки, по табл.
L2 прил. I, принята арматура диаметром ^2=8 мм, класса A-I.
В крайних четвертях пролета шаг поперечной арматуры принят
и={5 см=150 мм, что соответствует наибольшему предельному
значению, предусмотренному п. 10 лрил. I. В поперечном сечении
плиты установлено два поперечных стержня (гсх=2), по одному
в каждом ребре. При этих данных предельное усилие на 1 см
длины балки, которое могут воспринять поперечные стержни,
Яа х /х"х 1700-0,503.2
Ах = —т. = ГЁ = 114 кгс/см =1,14 кН/см.
Предельная поперечная сила, воспринимаемая бетоном и
поперечными стержнями,
<?¦. i=2 1А|Яр*йо?х = 2 ]/Г2-8,5.17.34,5а-114= 12500 кгс=125 кН.
Это значение намного превосходит расчетную поперечную силу,
следовательно, прочность по наклонным сечениям обеспечена.
В средней части пролета плиты шаг поперечных стержней
для удобства производства работ принят равным удвоенному
шагу в крайних четвертях, т. е. и=2-15=30 см=300 мм, что
также равно предельному значению .и=3/4^=3/4-40=30 см,
предусмотренному п. 10 прил. L
Б. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
ВТОРОЙ группы
Общве положения. Расчетная схема, принятая в разделе А, остается без
изменений. По заданию, из кратковременной нагрузки не выделяется доля
(часть) длительного действия. Согласно п. 1.21 [il4J, коэффициент перегрузки
л=1. Поэтому при расчете по предельным состояниям второй группы все
нагрузки численно равны нормативным, приведенным в табл. 27, и в
дальнейшем, как н усилия, (приводятся с индексом «и>.
Прогиб. В расчетах прогиба нагибаемых элементов таврового сечения без
предварительного напряжения, яе требующих высокой точности, могут быть
185

приняты следующие допущения. При достаточно развитой полке (6П>34»Р)
нейтральная ось проходит через ее нижнюю грань, т. е.
х 5
х — hn == 5 см и t = — = 0,145.
п h0 34,5
х 5
При этом плечо пары внутренних сил zx=h^—¦—- =34,5— — =32 см, В этом
случае у' = 0 и Т = 0 и, следовательно,
Fa 12,56
bn h0 144,5-34,5
= 0,0025.
Формула для определения жесткости может быть представлена в виде
"о г1 *а ^а
В =
Коэффициент, учитывающий неравдомерность распределения деформаций
крайнего волокна сжатой грани сечения, согласно [14], л^е == 0,9. Без большой
погрешности для рассматриваемых элементов, в которых сечение арматуры
принято по расчету прочности или даже больше, коэффициент, учитывающий
работу растянутого бетона между трещинами, может быть фа —1. Отношение
модулей упругости
2-106
п = ?а 'Ял = '—' =7,7.
° 2,6-105
Подставляя в формулу для определения жесткости численные значения,
получим
_ 34,5-32-12,56-2-1Q6 _ 2,77-10»° __ 2,77-10» о
В= 0,9-0,0025-7,7 = 0J~19 кгс-смя = 0 и9 кН-см-.
1 0,145v ¦' ¦ ' ч
Коэффициент упругости принимается: .при длительно действующей
.нагрузке v = 0,15, при кратковременно действующей v = 0.45, таким образам, при
длительно действующей нагрузке
2,77-Ю1"
3Д1 = - о П9 = 1,54-10^ кгс-см2 = 1,54-10» кН-см2;
при кратковременно действующей
2,77- Ю10
5К = — о"" 11 е> * --'l9-1()l" кгс-см2 = 2,19-Ш8 кН-см2.
1 "'" 6^45'
Наибольший прогиб для данной расчетной схемы определяется пэ формуле
5 М" 9
1 48 В °
При одновременном действии длительной и кратксжремеганой нагрузок,
полный прогиб .вычисляется по выражению
/=Нт/.
186

Изгибающий момент от isceft нагрузки
?"/;; 2685-5,85а
Мп= ——- = = 11500 кгс-м= 11500 кН-см.
8 8
Прогиб от кратковременного действия всей нагрузки
5 Л*" ,2 5 1 150 000 roM л огг
U = —— — /п = — — 585" = 1,87 см.
11 48 Вк ° 48 2,1910">
Изгибающий .момент от длительно действующей нагрузки
^ /§ 2085-5,852
Л1!„ = —^ = = 8950 кгс-м = 8950 кН-см.
Начальный (кратковременный) гарогиб от длительно действующей
нагрузки
5 ЛС 5 895 000
/в = ¦—- ll = —- — ¦ 585г = 1,45 см.
' 48 Вк ° 48 2,19-10ю
Полный прог.иб от длительно действующей нагрузки
5 Ml. 5 895 000
U = —— ll = 5852 = 2,06 см.
/3 48 ?дл ° 48 1,54-ЮЮ
¦Прогиб гори одновременном действии обеих нагрузок
f= 1,87—1,45 + 2,06 = 2,48 см.
Предельно допустимое значение прогиба {по табл. IV.6 прил. IV): [f] =
= 2,5 'OM>f=2,48. Следовательно, требование СНиП удовлетворяется.
Ширина раскрытия трещин, нормальных к продольной оси. Ширина
раскрытия трещин на уровне центра тяжести сечения растянутой арматуры
определяется по формуле
ая з,-_
ат = ?сд т) —=- 20 (3,5 — 100 р. у d).
В этой формуле:
для тяжелого бетона А=1; для стержней периодического профиля г| = 1;
коэффициент армирования
Fa 12,56
li=—— = '¦ =0,0214;
^ bh0 17-34,5
при арматуре в виде двух смежных стержней принимается
й= l^Oj+fdi)! =- *"Зда + М» = 28,2 мм;
при длительно действующей нагрузке сд = 1,5; при рггк''^ sv:e;--!o r,?uc~iy-
ющей сд=1.
Ранее был вычислен изгибающий момент от постояеной и длительной
нагрузки: Мн =895 000 кгс-см = 8950 кН-см. Напряжение в арматуре при
действии этого момента
М* 895 000
= 2220 кгс/см2 = 22 кН/см1.
zxFa 32-12,56
Изгибающий момент от кратковременно действующей нагрузка
ql ll 600-5,85*
жн = * = —___ = 2560 кгс-м = 25,6 кН-м.
187

Напряжение в арматуре при действии этого момента
Ml 2560.100
сга = = =640 кгс/см2= 6,4 кН/см8.
zxFa 32-12,56 '
Ширина раскрытия трещин от настоянной н длительной нагрузки
2220 3,
°*= 1-1,5-1 —— 20 (3,5 — 100-0,0214) у 28,2 = 0,138 мм<[в1]=0,3мн.
Приращение раскрытия трещин от кратковременной нагрузки
640 зА
от =1-1-1 20 (3,5—100-0,0214) У 28,2 = 0,026 мм.
Кратковременная ширина раскрытия трещин
Ог = 0,138+ 0,026 = 0,164 мм<[от]=0,4 мм.
Таким образом, в обоях случаях ширима раскрытия трещин меньше
предельных значений, обусловленных требованиями [14].
Ширина раскрытия наклонных трещин. При наличии поперечной арматуры
ширина раскрытия трещин определяется по формуле
Т] t2
Ch = c&k (ft0 + 30<*накс) -rf~ .
Ух Еа
где
/,"i 0.502-2
,Хх = ТГ=-17^5~==0*00394;
fe=(20 — 1200 pix) 103= (20 —1200-0,00394) 103 = 1,53-10*;
диаметр поперечной арматуры ^макс = 8 мм; для гладких стержней (A-Ij
Л =и,з.
Поперечная сила от 'постоянной и длительной нагрузки
д»АЛ /0 2085-5,85
QJ.= ~\- = 2 ==61°° кгс = 61 кН'
тогда
QL 6100
t = —^- = = 10,4 кгс/см» = 0,104 кН/см8.
Ьп0 17-34,5
Поперечная сила от кратковременной нагрузки
?" /0 600-5,85
Q$ = —-— = = 1750 кгс = 17,5 кН,
тогда
Q* 1750
/ = —— = „ я „ = 3 кгс/сма = 0,03 кН/см8.
bha 17-34,5
. Ширина раскрытия трещин от постоянной и длительной яапрузки
1,3 10,4я
от =1,5.1,53-10* (345 + 30-8) п 'л /п ' q = 0,119мм<0,3мм.
' 0,00394 (2-10«)а ^
188

Приращение ширины раскрытия трещин от кратковременной нагрузки
1,3 З2
«г = Ы,53-10* (345 + 30-8)
0,00394 (2-10«)8
Кратковременная ширина раскрытия трещин -
01 = 0,119 + 0,01 =0,129 мм<[ат] =0,4 мм.
В обоях случаях ширина раскрытия трещин меньше допустимой
= 0,01 мм.
д) конструкция плиты
Конструкция плиты показана на рис. ПО. Продольная
арматура в виде двух спаренных стержней 02ОАШ (поз. 1 и 2) и
поперечная арматура 8AI (поз. 4) объединены монтажным
стержнем 01OAI (поз. 3) в плоский сварной каркас Кр-L С учетом
характера эпюры моментов стержень 02OAIII (поз. 2) обрывается
на расстоянии 570 мм от торцов плиты. В плоские каркасы Кр-2
объединена также арматура средних поперечных ребер.
Крайние поперечные ребра армируют пятью стержнями 08АШ
(поз. 10), объединенными с помощью поперечных стержней
04ВI (поз. 11) в гнутую сетку С-3.
|В / с-з
SfflHS
М-1 ,6 yiC-1
Ш
кр-г,А
/71/ I /N^,fl
Кр1 /М-1
rirt-fHrlfH-H-M
с-з
I в:
5353
4
Кр-1
5<Я=*
Ur
Е
f,
,» ь
510 60\l SQB \ 600 \ \S00 60^ 600 1100 60 \± 600 [ № \ 500 W^ 570
w w^so^mo 1.. . ' 3'ioO'iwo U to*i5tj-tsoo
5SkO
A-A
20 A §
Рис. 110. Рабочий чертеж плит
189

Вдоль растянутой арматуры продольных ребер могут
образоваться трещины, нормальные к оси плиты. Так как продольная
арматура не заводится в сжатую зону, то в соответствии с
конструктивными требованиями предусматривается приварка
кондов стержней продольной арматуры к закладным деталям в виде
стальных пластин (поз. &), толщина которых принята равной
защитному слою, т. е. 30 мм.
Полку армируют стандартными сетками марки 200/200/5/5.
Сетку С-2 средней части полки располагают между поперечными
ребра.ми в нижней зоне с защитным слоем /i3.c=!15 мм. Над
поперечными ребрами сетку укладывают на каркасы последних и,
таким образом, переводят ее в верхнюю зону полки для
восприятия растягивающих усилий приопорной зоны. Сетку С-1
устанавливают в верхней зоне полки около продольных ребер также с
целью восприятия растягивающих усилий, возникающих в
верхней зоне около опор (продольных ребер). Для анкеровки сетку
С-1 заводят на 100 мм в ребро.
4. РАСЧЕТ РИГЕЛЯ
а) РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
В поперечном направлении, как уже указывалось, каркас
здания рассматривается как трехпролетная четырехэтажная
железобетонная рама с жесткими узлами (см. рис- 99). Все
горизонтальные нагрузки здания связевой системы воспринимаются
поперечными стенами и стенами лестничных клеток, поэтому
железобетонный рамный каркас рассчитывается только на
вертикальные нагрузки.
Предварительно были приняты размеры сечения ригеля: Ъ =
=•30 см = 0,3 м; ft—80 см = 0,8 м; размеры сечения крайних и
средних стоек (колонн) рамы: для первого этажа Ьк = 40см =
= 0,4 м; &к—50 см = 0,5 м; для всех остальных этажей &к = йк=
= 40 см=0,4 м.
Привязка крайних ,колонн принята нулевой, поэтому крайний
пролет расчетной-схемы рамы равен:
йк 0,4
1кр = и- -у- = 9--у- = 8,8 м;
средний пролет (рис. 111)
lcp = Li = 9 м.
Высоту всех стоек рамы без существенной погрешности можно
принять одинаковой и равной Яэ=4,8 м.
Нагрузки на ригели и их пролеты примерно одинаковы,
поэтому нулевые точки моментов стоек всех этажей, кроме
первого, могут быть приняты на половине их высоты. Это позволяет
190

расчленить четырехэтажную раму на четыре одноэтажные рамы,
как показано на рис. 112, что существенно упрощает статический:
расчет.
Рис. ill.
Расчетные
пролеты
ригеля
W Ш U U П W Ш П П i
тиши
4—J-
Рама
Ь-ъоэтажа
\
hutui
Л.
w\\\
\ 9
"Г
1
6
q
шипи
illlilliil
3 4
L
mwmuh
WMUUU
IIHIIHIj
Рама
*^3-го этажа
¦ ^j Рама
\ 2-го эта/на
[тгшхштттптт гт
| 1кр=8,8 \ кр=9
т- —— *
ш.
Рама
f-eo JmamQ
I
<-кр~Ь,(.
Рис. ! 12. Расчетная схема поперечной рамы каркаса
\
В примере рассмотрен расчет только типового ригеля, т. е.
второго или третьего этажа. Ригели остальных этажей в первом
приближении могут быть приняты такими же, как ригель
типового этажа.
Г>) НАГРУЗКА НА 1 М ДЛИНЫ РИГЕЛЯ
Нормативная нагрузка от собственного веса ригеля
bh у = 0,3-0,8-2500 = 600 кгс/м.
Остальная нагрузка равномерно распределена по перекрытию,,
истому на 1 м длины ригеля каждой рамы нагрузка будет соби-
19В

раться с грузовой площади шириной
1 м и длиной, равной расстоянию
между осями ригелей, т. е. 1,2=6 м
(рис. 113).
Подсчет всей нагрузки на 1 м
длины ригеля для расчета по
предельным состояниям первой группы
сведен в табл. 28.
Рис. 113. Грузовая площадь
нагрузки на 1 м длины ригеля
1 — колоина; 2 — ригель; 3 —
грузовая площадь
Т а б л и ц а 28. Подсчет нагрузки
Нагрузка
Пол
Плиты
Ригель
Итого
постоянная
Временная
(полезная)
длительно
действующая
Итого
длительно
действующая
Бременная
(полезная)
кратковременно
действующая
Итого
временная
Полная
Нормативная нагрузка
кгс/м
0,05-1800-6*=540
300-6* = 1800
600
2940
1000-6*=6000
?;л=8940
9" = 400-6* =2400
8400
<7Н = 11340
кН/м
4) Я
X *
•e-fe
si
Расчетная
нагрузка
кгс/м
5,4 1 1,2 1 650
.18
6
29,4
Ю-6* = 60
С =89,4
7к=24
84
<7Н= 113,4
1,1
1,1
—
1,2
1,2
—
—
кН/м
6,5
1980 1 19,8
660
#=3290
7200
10 490
2880
р=10 080
«7=13 370
6,6
^=32,9
72
104,9
28,8
р=100,8
<7=133,7
* 1,=6 м — расстояние между осями ригелей.
192

в) СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ДЛЯ ПРЕДЕЛЬНЫХ
СОСТОЯНИЙ ПЕРВОЙ ГРУППЫ
Изгибающие моменты при упругой работе материала.
Изгибающие моменты в ригеле рамы могут быть вычислены по
формуле
M=(ag + P» IK
Коэффициенты аир определяются по табл. VI.2 прил. VI,
для чего необходимо определить коэффициенты жесткости /=-
I
При одинаковых марках бетона ригелей и стоек, а
следовательно равных модулях упругости, коэффициенты жесткости
могут быть определены как отношение момента инерции бетонного
сечения J = —— к длине элемента /, т. е. i=Jjl. За длину стоек
принимается их полная высота, т. е. 4,8 м=480 см. За длину
ригеля принимается длина
/ =
/кр +1
кр ~г 'ср
8,8 + 9
8,9 м = 890 см.
2 — 2
Вычисление коэффициентов жесткости сведено в табл. 29.
Таблица 29. Коэффициенты жесткости
Элемент рамы
Момент инерции бетонного
сечеиия
, см*
12
Расчетная
длина
элемента,
см
Коэффициент
жесткости
i, см*
Ригель
30-803
12
= 128.10*
890
*р =14,4-10»
Стойки рамы типового
этажя:
нижние
верхние
верхние стойки
рамы 1-го этажа
40 40"
12
= 21,3.10*
480
480
480
/„ = 4,44-102
j, =4,44-102
<»=4,44-102
Нижние стойки
1-го этажа
рамы
40-503
12
= 41,6-10*
480
сн=8,7-102
По данным табл. 29 вычисляем отношение:
для рамы типового этажа
«н + 'ш 4,44 + 4,44
it
14,4
0,617;
для рамы первого этажа
/„-И 1,6/, 8,7 h 1,5-4,44
i„ "" 14,4
¦= 1,07.
Вычисление изгибающих моментов по формуле М = (ag-\-
\~$Р)Р при различных загружсниях пролетов сведено в табл. 30
f А И Кумлднм, Г. С, Клрнцпии
193

s
Нагрузка, тс/м
(кН/м)
g=3,29
(32,9)
/> — Рдл+рк =
= 7,2+2,88==
= 10,08 (100,8)
р—10,08
(100,8)
схемы
I
II
III
i
Таблица 30. Подсчет
Схема эагруженмя
f 4 f <
lllUIJIIl II11JIII ill 111111 n
•
¦ 1
iiinm
..
T
p
i
2 п
.
i
ТШР-1
.
5 ш
<
1Ш1|!Т
4
i
.
4
1
изгибающих моментов
Расчетный
пролет, м
«!'
8,8
тс-м 255
(кН-м) (2550)
,, тс-м
P/f (кН-м)
780
(7800)
9
266
(2660)
815
(8150)
8,8
255
(2550)
780
(7800)
2
260
(2600)
800
(8000)
8,9
260
(2600)
800
(8000)
8,9
260
(2600)
800
(8000)
Изгибающие моменты, тс-м (кН-м)
расчетная
формула
а
¦а gi3
Р
М*
э
пролетные
М1
0,0574
14,6
(146)
0,0678
52,9
(529)
—
М2
—
ми
0,0367
9,8
(98)
т
—
0,0595
48,5
(485)
опорные
¦Мц
—0,041
—10,44
(-104,4)
-0,05
-39
(-390)
+0,0088
+6,9
(+69)
мг1
—0,097
—25,2
(-252)
—0,0651
—52,1
(-521)
—0,032
—25,6
(—256)
Л*,.
—0,088
-22,9
(-229)
М„
—0,088
—22,9
(—229)
—0,0236 —0,0236
1
-18,9
(-189)
—0,0652
—52,1
(-521)
—18,9
(-189)
—0,0652
-52,1
(-521)

со
<N
ю
о
о
1
ем
о
9
1
со
о
о"
1
1
, ,
"ф
о
о
1
1
1
00
ю
1Я
о
о
СО.
Е
с
с
. 1
j
:
cncn
TfTf
'Т
СО
-со
оооо
1 j
Ое-.
-сч
CNCN
п
Sw'
^^
(NO
сося
1 «9
'X
1
1
,—*
юю
-со
СО1*
¦"*"—•
%.
Ш-
¦^ф
>
h
I
к**
СО —
-СО
-ф -4J4
IX
со-—-
-СО
-ф-ф
1 1
'
со
Г- СО
1^
¦*Л
-"ф
OiOi
¦* ¦*
1
1
^^
лш
-h-
Г»СО
tO '—'
04
«а.
CO.
+
*T
;
"
.
„
+
'",
1
ЮО
ь-ю
l *¦-
ч
ЮО
t—ю
1 Is-
1 1
со—*
-оо
оо
IX
. ^^
юю
-со
СО |
ll
^-s.
coco
-00
сою
ю-*--
1
1
JJ^
t».
со.
+
I
—
:
r
1—1
+
1—1
1
ю~ |
COO
1 "5
1 CO
,—v
ЮЮ
.ТЦ
•^o
o—•
7 1
1 vL
^^•v
¦«с ¦*
-1--
f^O
O—i
7 1
1 •—'
¦* ^-4
-¦4"
CNCN -
¦Ф ТЦ
IX
1
1
1
.. 1
*t
o.
CO.
+
1
:
-
&-X.
q—•
:
—
:
®
3 a
>
+
1—1
1
?• A. H, Кпмдян, Г. С. Кдмцом 196

Учет неупругих деформаций. Наибольший момент — М2\
получен на оси средних колонн при сочетании нагрузок по схеме
I+IV (см. табл. 30). С учетом неупругих деформаций
материалов этот момент, согласно указаниям [4, п. 25], может быть
снижен, но не более чем на 30%. При этом момент М\ ,не должен
оказаться больше величины, вычисленной при схеме загружения
I+II. Поэтому и момент М2\ не следует назначать меньше
величины, соответствующей загружению по схеме I+H. Приняв
M2i=—77,3 тс-м=—773 кН-м, снижение вследствие учета не-
I[Y7 А. Т*7 Q
упругих деформаций составит '— —100=28%, что несколь-
107,4
ко меньше допустимого.
Ввиду симметрии конструкции среднего пролета сборного
ригеля на опоре 3 момент с учетом неупрутих деформаций также
следует принять равным: Л1з4Л=М21Л=—77,3 тс-м = —773 кН-м.
Арматура у опор 2 и 3 в крайних и среднем пролетах ригеля
одна и та же, поэтому для дальнейших расчетов следует также
принять Мjs—Af ™=773 тс-м = 773 кН-м.
Построение эпюр моментов. Для построения эпюр
предварительно следует вычислить ординаты эпюр моментов ригеля,
рассматривая его как систему трех разрезных балок т. е. без учета
опорных моментов, при действии постоянной g и полной q
нагрузок. Вычисление этих ординат в сечениях 0,251; 0,5 I и 0,75 I
сведено в табл. 31. Построение эпюр моментов при каждом сочета-
Таблица 31. Изгибающие моменты в пролетах ригеля
без учета его неразрезности
Пролет
(см. рис. 111)
/кр=8,8 М
'ср=9 >м
Нагрузка, тс/м
(кН/м)
5 = 3,29 (32,9)
«7=13,37 (133,7)
g = 3,29 (32,9)
9=13,37 (133,7)
Сечение
0,5/*
0,251 и 0,75/
Изгибающие моменты, том (кН-ы)
л /1
Mt = — или
в
в
31,8
(318)
129,8
(1298)
33,3
(333)
135
(1350)
0.75JW,
23,8
(238)
97
(970)
25
(250)
102
(1020J

нии загружении осуществляется путем подвески эпюр моментов
разрезного ригеля к линиям, соединяющим ординаты опорных
моментов.
При построении эпюр с наибольшим положительным
моментом опорные моменты приняты по данным та!бл. 30. Таким
образом, на рис. 114 построена эпюра при схеме загружения 1+П с
наибольшим моментом 67,5 тс-м=675 кН-м в первом пролете.
Таким же приемом на рис. 115 построена эпюра при схеме
загружения I-j-III с наибольшим момелтом 58,3 тс-м=583 кН-м
во втором пролете. Опорный момент Мм—Мз2=75—-=*
——76,7 тс-м = —767 кН-м вычислен при длине второго
пролета 9 м, так же как в табл. 31 (в табл. 30 Л1зз=—75 тс-м=;
=—750 кН ¦ м вычислен при длине пролета 8,9 м).
При построении эпюры с наибольшими отрицательными
моментами значение моментов на опорах 2 и 3 принято с учетом
Рис. 114. Эпюра моментов в ригеле при схеме загружения /+//
UJ_ /6,7
Рис. 115. Эпюра моментов в ригеле при схеме загружения 1+1II
197

образования пластических шарниров, как показано на рис. 116,
при загружении временной нагрузкой всех пролетов- Снижение
моментов «на опорах 2 и 3 при учете неупругйх деформаций
приводит к увеличению вычисленных по упругой схеме моментов на
опорах 1 я 4, поэтому при построении эпюры (см. рис. 116)
принято наибольшее значение момента Мц.
Рис. 116. Эпюра моментов в ригеле при схеме загружения I+IV
На рис. 117 доказана огибающая эпюра моментов,
полученная совмещением отдельных эпюр, приведенных на рис. 114—
116. На всех этих рисунках показаны эпюры только в первом и
втором пролетах. В третьем пролете эпюры моментов ввиду
симметрии будут иметь зеркальное изображение эпюры первого
пролета.
Рис. 117, Огибающая впгора моментов в ригеле с учетом их перераспреде-
лшпяя
При определении расчетных моментов в характерных
сечениях ригеля можно яспользовать и другие варианты их
перераспределения, Одним из критериев выбора варианта является
минимальный расход арматуры. Это условие и учитывалось при
выполненном выше построедии эпюр моментов.
198

Поперечные силы. В силу того, что ригель считается
неразрезным, поперечная сила в каждом пролете может быть
определена как для простой балки с опорными моментами на концах
(рис. 118). В этом случае поперечную силу на опорах ригеля,
первого пролета определим по формулам:
где в зависимости от загружения:
?/кр 13,37-8,8
Q0 = -~~- = 2 = 59 тс = 590 кН;
glm 3,29-8,8
Q0=—2~^= 2 =Н,5 тс =145 кН.
Pttc 118 Расчетная схема ^ * ^L,
крайнего (первого) пролета Ыщ^\Щ^Щ\Щ\\\\\Л
ригеля J* 1Кр 2<у
Наибольшая поперечная сила на опоре 1, как видно из эпюр
моментов, приведенных на рис. 114 и 116, при сочетании загру*
жений '1+1.1 и I+IV будет:
49,4 — 77,3
Ql2 = 59+—' ' =55,8 тс = 558 кН;
8,8
то же, на опоре 2 (слева)
49 4 77 3
Q« = — 59 + —' ' 62,2 тс = —622 кН.
8,8
iBo втором пролете, учитывая, что на опорах 2 и 3 моменты
одинаковы, поперечные силы равны:
qlcp 13;37-9
Q» = —g— = 2 = 60 тс = 600 кН;
qlcp 13,37-9
Qm = — ~—2~ = — 2 =—60тс = —600 кН.
После определения наибольшего значения поперечной силы
Q=62,2 тс=622 кН следует проверить условие (70) [14]
<г<0,35ЬАо /?пр.
Расстояние от центра тяжести арматуры до ближайшей
грани ригеля предварительно .может быть яринято а«7 см. В этом
случае рабочая высота Ао=Л—а—80—7=73 см.
199

При марке бетона М 400, по табл. IV. 1 прил. IV с учетом
примеч. I «б», принимаем /?пр=0,85-175 = 149 кгсД:м2=.1,49 кН/см2,
тогда
0,35bftei?BP = 0,35'30.73.149 =114 000 кгс=1140 kH>Q =
= 62,2 тс = 622 кН.
Следовательно, принятое сечение ригеля удовлетворяет
требованию СНнП.
Изгибающие моменты у грани колонн. Выше были получены
вначелия опорных моментов по оси колонн — М0п. За расчетные
Рис. 119. Момент в сечении Рис. 120. Момент в сечении
у грани крайней колонны у грани средней колонны
опорные моменты для ригеля принимаются моменты в сечениях
яа грани колонн, которые определяются ло формуле
A<rP = Mon-Q -~,
где Ля — высота сечения колонны, которая для типового этажа принята
равной 0,4 if.
Наибольший момент на оси опоры / (рис. 119) Afi2=
[==49,4 тс*м=494 йН-м. Соответствующая поперечная сила
#12=55,8 тс=558 кН, тогда
JH& = Mia — Qls -^- = 49,4 — 55,8 -^—=38,2 тсм = 382 кНм.
На средней опоре изгибающий момент принят
MJ?f = Afig1 = 77,3 тем = 773 кНм.
Поперечная сила в сечении справа от оси опоры Q2a=60 тс=
=600 кН, что меньше поперечной силы Q3i==62^2 тс=622 кН
200

слева от оси опоры, поэтому расчетное значение момента на гра«
ни средней колонны принято (рис. 120)
MS^Mff-Q.
= 77,3
60-0,4
= 65,3 тс-м = 653 кН-
г) конструктивный расчет варианта ригеля без
ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ.
ПЕРВЫЙ ПРОЛЕТ РИГЕЛЯ Р-2 (СМ. РИС. 99)
А. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
ПЕРВОЙ ГРУППЫ
Действующие усилия. Расчетные значения изгибающих
моментов и лоперечных сил, действующих в первом пролете ригеля
1*1*2^8,2(382}
4
ИХ
м21
3016АЛТ
(558)
/ V
Mr -67,5
(6751
%
(622)
Рис. 121. Усилия, действующие в середине и у
опор первого пролета ригеля
типового этажа, полученные в
результате статического расчета, приведены
на рис. 121.
Подбор сечения продольной
арматуры. Сечение в пролете.
1. Нижняя арматура.С учетом PuCm m Поперечное
сечв'
возможного расположения арматуры ние в середине первого про.'
в два ряда принято а = 7,5см, тогда лета ригеля
А0 —А —« = 80 — 7,5 = 72,6 см.
Коэффициент
Л,=
м
6 750 000
Rnvbhi
чцр
149-30.72,5»
= 0,29.
По табл. V.1 прил. V .находим ?=0,352. По табл. V.2 прил. V
при марке бетона М,400 и R&=34W игс/ом2—граничное значение
ёи=0,596>?=0,3б2; •следовательно, сечение не переармировано.
Необходимое сечение арматуры
Ft = lbh0
Я,
пр
Яа
= 0,35230- 72,5
149
"3400"
= 33,7 см».
Учитывая значительную величину необходимого сечения
арматуры, располагаем ее в трех каркасах (рис. 122). В
соответствии с этим принята арматура 6028АШ с ^а=36,95.
201

Защитный слой при диаметре арматуры 28 мм /i3.e=3 см=
=30 мм. Расстояние в свету между рядами арматуры, согласно
п. 6 прил. I, принято 28мм=й?28- При этих значениях расстояние
от центра тяжести сечения арматуры до нижней грани бетона
(см. рис. 122)
<Uo 28
а = Аз.с + <*28+-^-=30 + 28 + — = 72 мм = 7,2 см.
Полученное значение лишь на 3 мм меньше принятого а—
=7,5 см, поэтому значение h0—72,5 см может остаться без
изменения. Расположение арматуры в первом пролете ригеля
показано на рис. 122.
2. Верхняя арматура. Для восприятия отрицательного
момента 'В средней части пролета устанавливаются три стержня
016АШ по всей длине пролета с F&=6,03 см2.
Сечение у опоры 1. Для удобства осуществления стыка
ригеля с колонной растянутую арматуру ригеля у опор
целесообразно располагать в один ряд. Учитывая значительную величину
диаметра арматуры, принимаем а=5,5 см, в этом случае h0=
= ft—а=80—5,5=74,5 см. Коэффициент
М{| 3 820 000
^= Rnpbhl = 149-30.74,5а = °**54'
Интерполируя данные табл. V.1 прил. V, находим ?=0,17.
Необходимое сечение арматуры
р 149
Рш = \ЬЬ _^L = 0,17.30.74,5-—-=16,5 см*.
На 3400 __
Принимаем 3028АШ с ^а= 18,47 см2.
Сечение у опоры 2:
М$ 6 530 000
*~ R^bhl = 149.30-74,5» =s°'264'
Интерполируя данные табл. V.1 прил. V, находим ?=0,3129.
Необходимое сечение арматуры
R 149
Ft^lbfh -^- = 0,3129-30.74,5 -3400"= 30,4 см".
Принимаем 3036АШ с ^а=30,54 см2.
Высота ригеля Л=800 мм, поэтому, согласно п. 4 прил. I, у
боковых граней в середине высоты должны быть поставлены
продольные стержня общей площадью Fa^0,001 М=О,0О1 -30-80=
=2,4 см2. Принимаем 2014AIII с Fa=3,08 см2. Эти стержни
устанавливаются в боковых каркасах ригеля, как показано на
рис. 122. Расположение подобранной продольной арматуры
первого пролета сборного ригеля показано на рис. 123.
202

Расчет поперечной арматуры. При марке бетона М 400, по
табл. IV. 1 ирил. IV с учетом примеч. 1«б», расчетное
сопротивление растяжению принято #Р=0,85* 12—10,2 кгс/см2—102 кН/см2.
Так как величина kiRpbh0—0,6-10,2-30-74,5— 13 600 кгс=
= 136 кН меньше расчетного значения поперечной силы Q2i=
= 62 200 кгс=622 кН, то, в соответствии с указаниями п. 3.31
[14], поперечная арматура подбирается по расчету.
Рис. 123
Расположение продольной
арматуры в первом
пролете ригеля
ЗФ28АШ МШИ 2Ф1НШ 2Ф36АШ
•>** ¦ iiwww ¦/ J HMf J 14 1IW1W———
1
'ЗФ28АШ ЗФ28АШ
Верхняя рабочая арматура приопорных зон (см. рис. 123)
для лучшей фиксации ее положения при сварке с выпусками
колонны не сваривается с поперечными стержнями
непосредственно. Нижнюю рабочую арматуру и верхнюю пролетную арматуру
3016AHI (см. рис. 122) сваривают с поперечными стержнями,
образуя три плоских каркаса (ях=3).
Наибольший диаметр нижней продольной арматуры принят
28 мм. Поперечные стержни можно принять диаметром 10 мм
(fi=0,785 см2), класса A-III, что соответствует требованиям
табл. 1.2прил. I.
Усилие в поперечных стержнях на 1 см длины балки должно
удовлетворять условию
О2 62 200я
ft> 4*,*,»*! = 4.2.10.2.30.74.5' = "" КГС/Ш = '¦" "Н/С"'
Шаг поперечных стержней не должен быть больше величины
Яа ж ftnx 2400.0,786-3
« = '— = 285 = 22'4 см-
Согласно указаниям п. 3.35 [14], шаг поперечных стержней
также не должен быть больше
0,75*»#р6Л? 0,75-2.10,2.30.74,5"
*—- q = iii55 =40см'
По конструктивным требованиям п. 10 прнл. I, шаг
поперечной арматуры не должен быть больше Л/3=80Д5=26 см.
Следовательно, с учетом установленного модуля 5 см шаг поперечных
стержней может быть принят «—20 см, т. е. несиолько меньше
всех трех вычисленных выше значений. Принятый шаг
сохраняется по всей длине ригеля^ Т"ак как в условиях эксплуатации
промышленного здания возможно появление значительных
сосредоточенных нагрузок.
203

Л*?жл = Л*1 —— = ГГ^: -=45100 кгсм = 451 кН-м;
Б. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
ВТОРОЙ ГРУППЫ
Общие положения. По заданию, из кратковременной нагрузки не
выделяется доля (часть) длительного действия. Согласно п. 1.21 [14], коэффициент
перегрузки принят я=1, поэтому при расчете по предельным состояниям
второй группы все нагрузки численно равны нормативным, приведенным в табл.
28, В дальнейшем .нагрузки <и усилия от них приводятся с индексам «я».
При марте бетона М 400 расчетное сопротивление растяжению по табл.
IV.2 прнл. IV принято #р11=18кгс/см2=0,18 кН/см*.
Ширина раскрытия трещин, нормальных к продольной оси. Изгибающий
номент от действия постоянной и длительно действующей яапрузхи в
соответствии с данными табл. 28
ql„ 67 500-8940
~в 13370
от действия кратковременной нагрузки
ql 67500-2400
М? = М, —- = -— = 12 100 кгсм = 121 кН-м;
lK l q 13370
от действия полной нагрузки
Alf =Л*?ДЯ+А1?1В = 45 100 + 12 100 = 57200 кгсм = 572 кН-м.
Момент сопротивления приведенного сечеяля с учетом неугаругих дефор-
наций
W9xQ,292bh*+\,5Fa— ft =
Е6
= 0,292•30.80» + 1,5-36,95 —--80 = 89 500 см3.
3-10»
Изгибающий момент, воспринимаемый рягелем непосредственно перед
образованием трещин,
AiT = i?p7F^t = 18-89 500 =1610 000 кгс-см =
= 16100 кгс-н = 16100 кН-см=161 кН-м<М? = 572 кН-м.
Следовательно, расчет раскрытия трещин необходим. Для упрощения расчета
расстояние от центра тяжести сечения арматуры до точки приложения
равнодействующей усилий в сжатой зоне принято таким же, как при расчете проч-
яости, т. е.
Я. Ря 3400-36,95
Дл
Напряжение в арматуре при действии момента М "
Af?„ 4510000
"• - TfT - 68,5-36,95 =210° Жге'С"' = Я *«*
оря действии момента М*к
AffK 1210000
а' - ТЛ " 58,5-36,95 - "° КГС/СМ' " 5'6 КН/СМ''
ео4

Коэффициент армирования
Fa 36,95
bh0 30-72,5
= 0,017.
Ширина .раскрытия трещин яа уровне центра тяжести арматуры
определяется по формуле
oT = kcAx\ ~ 20 (3,5 — 100ц) -\/~d.
Для тяжелого бетона k=A. При арматуре из стержней нериодичеюкого
профиля т]=1. При действии нагрузки длительной сд=1,5, кратковременной
Сд=1. Ширина раскрытия трещин при постоянной и длительно действующей
нагрузке
. „ 2100 з,—
от =11,5-1 ——- 20 (3,5—1000,017) у 28 = 0,169 мм < [о,.] =0,3 мм.
Приращение раскрытия трещин от кратковременной нагрузки
' - 560 з^—
^=1-1.1- 20 (3,5 — 100-0,017) у 28 = 0,031 мм.
2-10*
Кратковременная ширина раскрытия трещин
От = 0,169+ 0,031 =0,20 mm<K] = 0,4 мм.
Таким образом, ширина раскрытия трещин меньше предельных значений.
Ширина раскрытия наклонных трещин. Поперечная сила от постоянной и
длительной на1грузки
<7лл Я®40
<г2Н1дл=&1 -^- = 62200 -^^- = 41600 кгс = 416 кН.
При этом
<2?1 ял 41 600
t = ¦ № = = 19,1 кгс/см* = 0,191 кН/см*.
:.Ыц 30-72,5
Поперечная сила от кратковременной нагрузки
Я1 2400
Q!iK = Q2i ^" = 622001з^о"=11200 кгс=112кН-
При этом
t = —Ш- = — = 5,2 кгс/см* = 0,052 кН/см*.
bho 30-72,5 ¦
При наличии поперечной арматуры ширина раскрытия трещин
определяется по формуле
Т) t*
o, = cRk (h0 + 30dmKC) —§-,
где ^макс=(Ю imm — диаметр поперечных стержней;
коэффициент насыщения поперечными стержнями
hnx 0,785-3
^ = ~^- = SSW = 0'°°392:
205

коэффициент
*=(20—1200 цх) 10* = (20—1200.0,00392) 103=15,3.10».
Значения остальных коэффициентов такие же, как и йрн расчете ширины
раскрытия трещин, нормальных к продольной оси элемента.
Ширина раскрытия трещин от постояиной я длительной нагрузки
о, = 1,5.15.3.IV (725 + 30-.0) —Ljj- -^gj—О.вв—.
что значительно превосходит допускаемое значение [вт] =0,3 мм, поэтому
следует увеличить сечение арматуры. Принимаем <*а=<#м*ке —14 мм (при
Змане=12 MM flT>0,3 ММ).
[щеиия поп«
1,54*3 л ^
цх =—: = 0,0077.
^х 30-20
Коэффициент насыщения поперечными стержнями
Коэффициент
k= (20— 1200-0,0077) 10»= 10,75-10».
Ширина раскрытия трещин от постояиной и длительной нагрузки
в| =1,6.10.75-10» (725 + 30.14) ^т7 (J-w')» = °'22 "* <°>3 мм'
Приращение ширины раскрытия трещин от кратковременной нагрузки
i_ 1.10.76.10. (725 + 30-14)^ -Jj^-O.Oll «...
Кратковременная ширина раскрытия трещин
о, = 0,220 + 0,011=0,231 мм<[От] =0,4 мм.
Таким образом, окончательно поперечные стержня приняты 014АШ с
шагом ы=20 см.
ВТОРОЙ ПРОЛЕТ РИГЕЛЯ Р-5 {СМ. РИС 99)
Расчет ведем только по предельным состояниям первой
группы.
Действующие усилия. Расчетные значения изгибающих
моментов и поперечных сил, действующих во втором пролете
ригеля типового этажа, полученные в результате статического
расчета, приведены на ряс. 124.
rf. \J. ^ Рис. 124. Усилия, действующие
+V— *к уЬ * середине и у опор второго
4 I пролета ригеля
io-.=eo M„=5S3 й„=йоТ
1йд=60 Мж*$$,3 Qg=60
f
Подбор сечения продольной арматуры. Сечение в пролете.
1. Нижняя арматура. Полезная высота Ло—73 см.
206

Коэффициент
*-
Af
п
Rtmbhn
5830000
149-30-73*
^0,246.
Интерполируя данлые табл. V.1 прил. V, Находим |=0,288.
Необходимое сечение арматуры
^пр
149
Fu = lbh0 -^-=0,288-30-73 "3400" = 27'6 см*'
Принимаем 6025AHI с /^=29,45 см2.
2. Верхняя арматура. Из рис. 117 видно, что перелом
эпюры отрицательных моментов происходит в точке с ординатой
МжЗЬ тс-м. По значению этого момента может быть подобрано
сечение верхней арматуры в пролете. Приняв &0—74 см, будем
иметь
М
350000
Rupbl% 14930-74»
= 0,143.
3016АН/
Соответствующее значение ?=0,155. Необходимое сечение
арматуры
#пр 149
Fa = ?6/io -^-=0,155-30-74 -j^f = 15 CM"-
Принимаем 1036AIII+3016AIII с F&=\6,2 см2. Схема сечения
второго пролета ригеля показана на рис. 125.
Сечение у опор 2 и 3. Арматура
принята такая же, как и в сечении
у опор 2 первого пролета, т. е.
3036АШ. По боковым граням
ригеля, так же -как и в первом
пролете, устанавливаются
конструктивные стержни 014АШ. Схема
армирования второго пролета
сборного ригеля приведена на рис. 126.
Подбор поперечной арматуры.
Наибольшая поперечная сила во
втором пролете Q23=60 тс
уравнительно мало отличается от
поперечной силы первого пролета,
поэтому поперечное армирование
второго пролета может быть принято
таким же, как в первом пролете,
т. е. поперечные стержни 014AIII
устанавливаются с шагом 20 ом по
всей длине пролета.
Рис. 125. Поперечное сечение в
середине второго пролета
ригеля
207

2Ф36АШ ЗФ16АШ 1Ф36АТЙ 2Ф14АШ 2Ф36АШ Рис. 126. Рас-
F ¦• / ¦ / -—\ положение про-
'ЗФ25АШ /ЗФ25АШ
дольной
арматуры во втором
пролете ригеля
д) КОНСТРУКТИВНЫЙ РАСЧЕТ ВАРИАНТА РИГЕЛЯ
С ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЕМ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ
СОСТОЯНИЯМ ПЕРВОЙ ГРУППЫ.
ПЕРВЫЙ ПРОЛЕТ РИГЕЛЯ Р-2 (СМ, РИС 99)
Схема действующих усилий приведена на рис. 121.
Подбор продольной арматуры. Сечение в пролете.
1. Нижняя арматура. Сечение ригеля принято &—
=30 см, h=m ом. Предварительно-напряженная арматура —
стержневая класса A-IV. Из условия размещения устройств
(спирали и др.) для повышения прочности бетона в приопорной
части расстояние от оси нижних стержней до нижней грани
бетона принимается 60 мм. Из условия размещения захватных и
анкерных устройств расстояние между центрами сечений
отдельных стержней предварительно-напряженной арматуры обычно
принимается не менее 10 см, поэтому при трех стержнях
напрягаемой арматуры одного диаметра (рис. 127) расстояние от
центра тяжести общего сечения арматуры до низа ригеля может быть
принято а=10 см, при четырех стержнях а=12 см.
Таким образом, полагая, что в ригеле будет установлено три
напрягаемых стержня, рабочая высота принята h0=h—а=
= $0—10=70 см. Коэффициент
М т 6 750 000
А> = —5- = = 0,31.
RnPbh20 149-30.703
По табл. V.1 прил. V находим ? = 0,384, при марке бетона
М 400 и классе арматуры A-IV граничное значение ?н=0,560*>
>|=0,384. Поэтому расчетное сопротивление растяжению
арматуры умножается на коэффициент, который для арматуры
класса A-IV:
0,384
т.< = 1.2-0,2 &/?л = 1,2-0,2 -^щ = 1,067.
Необходимое сечение арматуры
Я Н9
^ = S6^'^7^r = M84-30-7Q 1,067-5000 -^см'.
Принимаем 3032AIVc /?н=24,13см2.
* Вычислено по формуле (30) [14], в которой приближенно принято оа—
= 5400кгсДя«а.
20%

202ОАПГ
2. Верхняя арматура. Для восприятия возникающего»
на участках пролета отрицательного момента устанавливаются*
два стержня 02ОАШ с /^=6,28 см2.
Сечения у опор 1 и 2. Растянутая арматура над опорами не
подвергается предварительному напряжению, поэтому верхняя
арматура у опор принимается
такой же, как и для ригеля без
предварительного напряжения, т. е. в
сечениях у опоры 1 принято 3028АШ, а
в сечениях у опоры 2 — 30i36AIII.
Так же как и в ригеле без
предварительного напряжения, у боковых
граней в середине высоты ригеля
предусматривается
конструктивная арматура 20 НАШ (см. рис.
127).
Подбор поперечной арматуры.
Поперечная арматура в ригелях с
предварительно-напряженной арматурой
устанавливается обычно в двух
арматурных каркасах (см. рис. 127).
Нижняя продольная арматура этого
каркаса принимается конструктивно
диаметром 12 мм. Верхняя продольная арматура принимается
также конструктивно или из расчета на действие отрицательных
моментов в средней части пролета. Диаметр поперечной
арматуры da должен быть не менее 10 мм. Учитывая значительную
величину поперечной силы, принимаем йч=ЛА мм, класс арматуры
А-Ш.
В расчете ригеля с обычной арматурой было вычислено
наименьшее возможное значение усилия в поперечных стержнях на
1 см длины ригеля: <7х=285 кгс/см=2,85 кН/см. В этом случае
шаг поперечных стержней при лх=2 не должен быть больше
Рас. 127. Поперечное
сечение в середине первого про-
лета ригеля с напрягаемой
арматурой
h^x
2400-1,54-2
285
= 25,8 см.
В соответствии с соображениями, изложенными в
конструктивном расчете варианта ригеля без предварительного
напряжения, принято «=20 см по всей длине пролета ригеля.
ВТОРОЙ ПРОЛЕТ РИГЕЛЯ Р-5 (СМ. РИС. 99)
Схема действующих усилий приведена на рис. 124.
Подбор продольной арматуры. Сечение в пролете.
1. Нижняя арматура. Расстояние от центра тяжест*
растянутой арматуры до нижней грани ригеля принято таким
20»

же, как и в первом пролете, т. е. а=510 см и Л0=70 ом.
Коэффициент
Мп 5830000
^= Rapbhl = 149-30.70» ==0'268'
Соответствующее значение |=0,32<с|я=0,560*.
Коэффициент
Необходимое сечение арматуры
#пр 149
^^^^^^Ж"^0'32-30-70 1,086-5000 ~18'4 см1-
Принимаем 3028AIV с Fn= 18,47 см2.
2. Верхняя арматура. Необходимое сечение арматуры
такое же, как и для ригеля без предварительного напряжения:
Fa=\B см2. Принято 1036АШ+2018АШ с Fa= 15,27 см2.
Сечение у опор 2 и 3. Арматура принята такой же, как и в
ригеле без предварительного напряжения, т. е. у обеих опор
3036AIII. У боковых граней в середине высоты ригеля
предусматривается конструктивная арматура 2014АШ.
Подбор поперечной арматуры. Ввиду того что наибольшая
поперечная сила во втором пролете ригеля сравнительно мало
отличается от таковой в первом пролете, поперечная арматура во
втором пролете принята такой же, как в первом, т. е. поперечные
стержни 0 14AIII устанавливаются с шагом «=20 см по всей
длине пролета.
е) КОНСТРУКЦИЯ РИГЕЛЯ
Конструктивная разработка выполняется для ригеля с
предварительным напряжением. На рис. 128 и 129 показаны рабочие
чертежи первого и второго пролета ригелей (последовательность
номеров позиций относится к обоим чертежам)-
Верхняя ненапрягаемая арматура, подобранная по
наибольшим опорным моментам, в целях экономии стали конструируется
не сплошной, а с обрывами. Для определения мест обрыва
используется огибающая эпюра моментов и эпюра моментов
внутренних сил. Эпюра моментов внутренних сил определяет
значение предельных моментов (несущей способности), которые могут
быть восприняты изгибаемым элементом в любом сечении по его
длине в зависимости от площади сечения рабочей арматуры.
* Значение |я=0,560 вычислено по формуле (30) [14], в которой
приближенно прданято Сто—5400 кгс/см2.
210

*> т{№)
Рис. 128, Рабочий
чертеж первого
пролета ригеля Р-2.
Деталь Кр-2 приведена
на рис. 129.
а — огибающая апк>ра
моментов и эпюра
внутренних сил: б —
опалубочный чертеж; а —
арматурный чертеж

о
с
^ в».
III?
3
ft,
og а
iSggs
212

Предельные моменты (несущая способность) вычисляются по
общей формуле: MCe4=R&Fayoho; где коэффициент Yo,
определяется по табл. V.1 прил. V в зависимости от значения ?— ¦ а * „
Вычисление ординат эпюры моментов внутренних сил сведено
в табл. 32. В этой таблице М 0 =i/?afaYo^o — часть предельного
момента внутренних сил, соответствующая одному стержню (fa);
ХМ0=Мсеч—момент внутренних сил, соответствующий всем
рабочим стержням; М — момент, полученный в статическом рас-
* и мсй4 — м
чете; АМ= •—^-t относительное расхождение моментов
ХМ0 ,и Ai.
Обрыв или, точнее, место теоретического обрыва всех рабочих
стержней, очевидно, может быть назначено в т&м месте, где
изгибающий момент соответствующего знака равен нулю. Место
теоретического обрыва части стержней может назначаться там, где
предельный момент, воспринимаемый оставшейся арматурой,
будет равен действующему в этом сечении изгибающему моменту,
определяемому по эпюре изгибающих моментов, или больше его.
Построение огибающих эпюр и эпюр моментов внутренних сил
выполнено на рис. 128 и 129, где вертикальные линии
обозначают места теоретических обрывов тех или иных стержней.
Для лучшего заанкеривания обрываемая арматура, согласно
я. 15 прил. I, должна быть продолжена за место теоретического
обрыва на величину не менее 20 dj- Нижняя напрягаемая
арматура пропускается по всей длине пролета ригеля без обрывов.
У торцов каждого звена (пролета) сборного ригеля, в зонах
передачи напряжений напрягаемой арматуры для
предотвращения поперечных деформаций и раскалывания бетона
устанавливаются сетки С-1 из арматуры 08AIII и спирали 15 из арматуры
03BI. Для этой же цели служит корытообразный элемент,
образуемый уголками 10 каркаса Кр-2.
У опор сборного ригеля устанавливается дополнительная
поперечная арматура 6 и 7 каркаса Кр-2 из стержней класса A-IIL
Сечение этой арматуры ригеля Р-2 определяется по формуле
„ ^ 0,2тм#аРн 0,2-1,067.5000.24,13 пт т
^а> „ = IZ77 =9,5 СМ*.
RA.X 2700
Принимаем 2014АШ-|-6012АИ1 с Fa=9,87 см2. Эти стержни
устанавливаются в двух каркасах Кр-2 (ом. рис. 128).
Такая же дополнительная поперечная арматура ставится у
торцов ригеля Р-5 (см. рис 129).
В верхней части приопорных зон ригелей на длине l,5fto=
=.1,'5*74«'120 см от торцов устанавливается дополнительная,
продольная арматура площадью сечения
Fa >0,002 ЬЛ = 0,002-30.74 = 4,5 см».
Принимаем 4012AIII с /^=4,52 см2. Эти стержни 8
свариваются со стержнями каркаса Кр-2.
213

Таблица 32. Ординаты эпюры моментов внутренних, усилий ригелей
Сечение
У опоры /
В пролете I (Р-
2);
верхняя ар-
натура
матура
У опоры 2
В пролете II (Р-
Б):
верхняя
арматура
матура
Стержня
арматуры
3028AIII
202ОЛШ
3032AIV
3036 AI11
1036A1II
2018AIII
„3028AIV
Площадь
сеченая
стержней, см1
одного
и
6,158
3,14
8,043
10,18
10,18
2,545
6,158
всея
18,47
6,28
24,13
30,54
10,18
5,09
18,47
. mMi*tFA
J
Э400>18'47 .«0 180
149-30-74,5
3400.6,28 ^ош
149.30-76 ' ™
1.067.5000-24,13^ 01Г
149-30-70
3400-30.54 ^031„
149-30-74,5
3400-15.27 ^01бв
149-30-74,5
1.086-5000-18,47_0 ^
149-30-70
Yt
0,905
0.968
0.794
0,844
0,922
0,840
та 4 *а 'a ?• *••
ТС-и
3400-6.158-0.905Х
Х74.5-106
3400-3,14-0.968Х
Х76-10-6
1.067-5000-8.043Х
X0.794-70-10s
3400-ЮЛ8-0.844Х
Х74.5-10-6
3400-10.18-0.922Х
Х74.5-10-6
3400-2.545-0.922Х
Х74.5-10-"
1.086-5000-6.158Х
Х0.840-70-10-5
0
тс-м
14,1
7,85
23,8
21.8
23,8
5,95
19,8
кН'М
141
78,5
238
218
238
59,5
196
«се*
тс-м
42,3
15,7
71,4
65,3
35.7
58,9
кНм
423
157
714
653
357
589
М
тс-и
38,2
«.
67.5
65,3
35-
58,3
кНы
382
«
675
653
350
583
ДМ,
%
+П.З
+5.8
0
+2
+1

Поперечные стержни 4 приваривают к продольной неналряга-
емой арматуре 1 и 2 (рис- 128) я 19 в 20 (рис. 129), образуя
плоские каркасы Кр-1 и Кр-3. Плоские каркасы с помощью
стержней 5 объединяются в полные каркасы.
5. РАСЧЕТ КРАЙНИХ КОЛОНН
а) ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Опорное давление ригелей покрытия и перекрытий,
передающееся на крайние колонны, благодаря жестким узлам
сопряжения может считаться действующим центрально. Это давление
может быть принято равным половине соответствующей нагрузки,
передающейся на средние колонны. Нагрузка от стеновых
панелей и панелей остекления с некоторым приближением также
может считаться приложенной центрально, в узлах каркаса.
Изгибающие моменты, возникающие в жестком узле
примыкания ригелей, определяются по табл. VI.2 прил. VI. Расчетные
значения изгибающих моментов в колоннах принимаются на
уровне горизонтальных граней ригелей. Расчетная длина
крайних колонн каждого этажа, так же как и средних, принимается
равной высоте этажа, т. е. I =//э=4,8 м-
Бетонное сечение крайних колонн предварительно
принимается таким же, как соответствующие сечения средних колонн,
т. е. для первого этажа Ок Х^к =40X50 см, для всех остальных
этажей ЬкХ^к=40Х40 см- Бетон всех колонн принят марки
М400.
Изгибающие моменты по длине колонн имеют разные знаки,
поэтому армирование колонн всех этажей принято
симметричным, что обычно имеет место в каркасах зданий
рассматриваемого типа. Смещение оси колонн первого этажа по отношению к
осям остальных колонн в запас надежности расчета не
учитывается.
Конструктивный расчет проводится только по предельным
состояниям первой группы, поэтому, как и при расчете ригеля,
принято Ящ,= 149 ,кгс/см2= 1,49 кН/см2.
б) УСИЛИЯ
Продольные силы. Средняя высота заполнения стеновыми
панелями в пределах одного этажа Яст=2,4 м и остекления #о=
=2,4 м. По заданию вес. 1 м2 стеновых панелей принят 290 кгс
(2,9 кН), вес 1 м2 панелей остекления 50 жгс (0,5 кН). Рас-
215

четная лагрузка на колонну .от стенового заполнения в пределах
одного этажа
(290Нст-\-50Но) Цп= (290-2,4 + 50-2,4)6 -1,1 = 5350 кгс = 53,5 кН.
Таблица 33. Подсчет нагрузки

Колонна
4-го
этажа
3-го
этажа
2-го
втажа
1-го
этажа
Длительно действующая
нагрузка
кгс
20 475+2300=22 775
22 775+47 200+2300+5350=
=77 625
77 625+47 200+2300+5350=
= 132 475
132 475+47 200+2300+
+5350=187 323
кН
227,75
776,25
1324,75
1873,25
Кратковременно
действующая нагрузка
кгс
2675
2675+12 950=15 625
15 625+12 950=
=28 575
28 575+12 950=
=41 525
кН
26,75
156,25
285,75
415,25
Полная
нагрузка
кгс
25 450
93 250
161 050
228 850
кН
254,&
932, &
1610,5
2288,5
В соответствии с даннами табл.
24, расчетная длительно
действующая нагрузка от покрытия 40 950 :
: 2=20475 кгс = 204,75 кН;
кратковременно действующая 5350:2 —
= 2675 кгс—26,75 кН. Расчетная
длительно действующая нагрузка от
перекрытия 94 400:2 = 47 200 кгс=
=472 кН, кратковременно
действующая 25 900:2 = 12 950 кгс —
= 129,5 «Н. Собственный вес
колонны одного зтажа 2300 кгс (23 кН)\
Вычисление продольных сил в
колоннах каждого этажа сведено в
табл. 33.
Изгибающие моменты.
Наибольшие изгибающие моменты в
крайних стойках (колоннах), так же как
и продольные силы, будут возникать
при загружении временной
нагрузкой крайних пролетов рам. Эти
моменты определяют путем
распределения пропорционально
коэффициентам жесткостей ta и iB моментов,,
возникающих в ригеле в точках /
(рис. 130). Коэффициенты
'жесткости ip, iH, ib подсчитаны в табл. 29.
М$л+М?
Рис. 130. Эпюра
крайних стойках
а —рамы типового этажа;
первого этажа
моментов в
21*

Изгибающие моменты от расчетной нагрузки в ригелях в
точках 1 от длительно действующей и от кратковременно
действующей нагрузки определяются по формулам:
Мдл = а?/кР + РРйл'кР;
Значения постоянной нагрузки g=3290 кгс/м=32,9 кН/м,
временной длительно действующей нагрузки ?дл=7200 кгс/м=
—72- кН/м и временной кратковременно действующей нагрузка
рк=2880 кгс/м=28,8 кН/м были подсчитаны в табл. 28.
Коэффициенты аир, как и при расчете ригеля, берутся из табл. VI.2
прил. VI. ч
Для рам второго и третьего этажей (см. рис. 112) при
отношении ~-± = ———-1—=0,617; коэффициент а=0,044; ко-
ip 14,4
эффициент р=0,05. Таким образом:
Мвл = 0,041.3290.8,89 + 0,05-7200-8,83 = 38360 кгс-м = 383,6 кН-м,
Мк = 0,05.2880-8,82 = 11 160 кгс-м= 111,6 кН-м.
Коэффициенты жесткости верхних и .нижних стоек ,рам
второго и третьего этажей одинаковы, поэтому вычисленные моменты
в ригеле в точках 1 распределяются между верхней и нижней
стойкой поровну. Абсолютные значения этих моментов:
М1Л = М1Л = 0,5-38 360 =19 180 кгс-м = 191,8 кН-м;
М?= М^ = 0,5-11 160 = 5580 кгс.м = 55,8 кН-м.
Соответствующая эпюра моментов в крайних стойках показана
на рис. 130,с.
Моменты в сечениях на уровне горизонтальных граней ригеля
определяются, как видно из рис. 130, из подобия треугольных
эпюр. Так как осевая линия проходит посередине высоты ригеля
h, то моменты верхней и нижйей стоек рам второго и третьего
этажей по абсолютному значению также будут равны и,
следовательно,
^.гр=/Ин.гр=мв 0.В(Я.-А) 4,8-0,8
= 16 000 кгс-м = 160 кНм;
М». п> __ мн- гр _ мв 0,6 (Я,-fc) 4,8-0,8 _
Мк Р=МК ?-MK —-5580 4g -
= 4650 кгсм = 46,5 кН-м.
Для рамы первого этажа (ом. рис. 112) отношение
<я+1,5*в 8,7+1,5-4,44 , л_ _
—=-J—¦—5-=——¦— =1.07. При этом отношении по
217

табл. VI.2 прил. VI находим а=0,045 и 0=0,054. Тогда моменты
в ригеле в точке 1:
Maa = agllp + $pK)ltlp = 0,045-3290-8,8» + 0,0547200.8,8» =
= 41 500кгсм = 415 кН-м;
Мк = 0,054 0,^ = 0,054-2880-8,8" = 12 000 кгс-м = 120 кН-м.
Коэффициент жесткости верхней стойки tB=4,44-102 см3.
Коэффициент жесткости нижней стойки рамы первого этажа
in: 1,5=8,7- !02: 1,5=5,8-102 см3.
Моменты в верхней стойке в точке 1:
ЛС, = Л*яя ——- = 41500 — ' „ я =18000 кгс-м = 180 кН-м;
дл ** f, + fBil,5 4,44 + 5,8
М% = МК = 12000 ! = 5200 кгс-м = 52 кН-м.
*» + «¦« 1,5 4,44 + 5,8
Моменты в .нижней стойке в точке 1:
мм = мм — Mj^ = 41500 — 18000 = 23500 кгс-м = 235 кНм;
Ml = MK— Л*? = 12000 — 5200 = 6800 кгс-м = 68 кНм.
Полный момент в точке /
М» = Mjj, + Ml = 23500 + 6800 = 30 300 кгс-м = 303 кНм.
Моменты в нижней стойке в уровне обреза фундамента (в
защемлении) определяются из условия, что нулевая точка
моментов расположена на расстоянии 2/3 Яэ от точки 1, поэтому:
(М^)ф = 23500:2 =11 750 кгс-м = 117,5 кН м;
(Лфф = 6800: 2 = 3400 кгс-м = 34 кНм.
Полный момент в защемлении
ЛГф= (11 750+ 3400) = 15 150 кгс-м =151,5 кН-м.
Моменты в сечениях на уровне горизонтальных граней ригеля
определяются, как и в стойках рам второго «и третьего этажей, из
подобия треугольных эпюр, как показано на рис. 130,6. Таким
образом, моменты в верхней стойке:
A*Jj,'T,= M^, °,5(^*~ft) = 18000 4,8~°'8 = 15000кгс-м= 150 кН-м;
К ГР = К °,5n{fl*J~h) = 5200 4,8700,8 = 4330 кгс-м = 43,3 кН-м;
0,5 Н9 4,8
то же, в нижней стойке (колонне первого этажа):
-о-Я9 —0,5А -0-4,8 — 0,5.0,8
м1пГР=М1л J =23500 2 =
-3"Я9 "З"4'8
= 20 600 кгс-м = 206 кН-м;
218

4-Яэ — 0(5А -|-4,8 —0,5-0,8
К™-*! 2 =680° 2 =
-3"ЯЭ -у 4,8
= 5950 кгс-м = 59,5 кН-м.
а) КОЛОННА ПЕРВОГО ЭТАЖА (К-7)
Расчет прочности колонны (см. рис. 99) производится в
сечении на уровне нижней грани ригеля, где изгибающий момент
Л1^гр+Л1жгр=20600+6950=!26550 кгс-м=265,5«Н-«м
значительно больше момента у обреза фундамента. Поэтому
продольная сила в этом сечении должна быть принята без учета
собственного веса колонны, т. е.
N = 228850 — 2300 = 226550 кгс = 2265,5 кН.
Размер сечения колонны в плоскости, параллельной
плоскости рамы, Лк=50 см. Расстояние от центра тяжести сечения
арматуры до ближайших граней колонны а=а'=5 см и Ло—
=ЛН—а=50—5=45 см. Расчетная длина колонны 10=НЭ=
=43 м. Отношение lo/hK=460/50=9,6>¦ 4, поэтому необходим
учет прогиба колонны. Эксцентрицитет действующих усилий в
плоскости рамы в наиболее опасном сечении
26 550
*--»йг-0-»т"-»-т«-
Коэффициент, учитывающий длительность действия
нагрузки,
М^ 20600
**.=»1+Р л^гр + ^гр =1 + 1 -^50"=1.78-
Коэффициенты:
/ = UIK =¦ И ,7/50 =- 0,234;
/мин = 0,5 — 0,01 А, — 0,001 /?пр = 0,5 — 0,0Ь9,6 — 0,00Ы75 =
= 0,222<* = 0,234.
Коэффициент, учитывающий влияние эксцентрицитета:
^.JblL+C|l '¦'¦ + 0.1-ОД».
* 0,1 Н-* 0,1+0,234 ^ *
Отношение
?. 210" 2-10*
П~~ Ей " 310» ~ 310» ~~ ' *
Предварительно принято
—- «0,01.
219

Условная критическая сила
1,6?"бМк Г l ke /LAnfLVl 1.63-10*-40-50
**р = „ |~ -г- + 1*я [^Т—) 1 = ^ х
?¦4*-?¦+>• (-^"1-
Коэффициент
= 1 270 000 кгс = 12 700 кН.
*1 — N " 226 550 -1-22'
1 — ~^р" 1_ 1270 000
Относительная высота сжатой зоны, вычисленная по
формуле первого случая внецентренного сжатия при симметричном
армировании,
N 226 550
Е = = — 0,845,
^прЬкЛ0 149-40-45
что больше граничного значения |'д=0,596, принятого по
табл. V.2 прил. V для бетона марки М 400 и арматуры класса
А-Ш. Следовательно, имеет место второй случай внецентренного
сжатия.
Для подбора сечения арматуры пользуемся графиком (см.
рис. 143, прил. V). Относительные величины:
п= =0,845;
Ne,T) 226 550-11,7.1,22
m= Rnpb.hl * 149-40-45» =0'268'
По графику при этих данных приведенный .коэффициент
армирования ца=0,23. Необходимое сечение арматуры
Rm,bKho 149-40.45
Принимаем 3028AIII с F&=F'a= 18,47 см2. При этом
коэффициент
F' 18,47
и' = —— = —- = 0,0093.
р bKhK 40-50
Это значение мало отличается от принятого предварительно,
поэтому пересчета не требуется-
Поперечная арматура, в соответствии с табл. 1.2 прил. I,
принята 01OAI. Сечение колонны показано на рис. 131.
Расстояние между осями стержней вдоль стороны hK — а — а'=50—5—
—5=40 смг поэтому промежуточные стержни не требуются.
Проверим теперь прочность принятого сечения при
возникновении случайного эксцентрицитета в направлении, перпендику-
220

лярном к плоскости рамы. Несущую способность в этом случае
определяем по формуле
#„ес = т Ф [Япр F+Ra 0 (F, + ^)].
При 6к=40 см>20 см т= 1. Коэффициент
R 3400
а = ц ^' С = 2-0,0093 149 = 0,435.
При
*дл
4ip
187 325
1873,25
N 228 850 2288,6
= 12 по табл. V.3 прил. V находим фб=0,871
= 0,82 и X = А =
Ьк
480
40
6 s6 28 A III
Рис. 131. Поперечное сечение
крайней колонны первого
этажа
<р10А1
Площадь сечения промежуточных стержней, т. е. стержней,,
расположенных посередине сторон Ьк, равна -— (Fa-{-Fuf), поэто-
О
му по табл. V.4 прил. V находим фж=0,867. Коэффициент
Ф = Фв + 2 (фж —Фб) а = 0,871+2 (0,867—0,871) 0,435 = 0,87.
При этих данных
#нес = 1-0,87 [14940-50 +3400-2-18,47] =370 000 кгс = 3700 кН,
что значительно превышает действующее усилие N=2288,5 кН-
г) КОЛОННА ВТОРОГО ЭТАЖА (К-5)
Можно полагать, что наиболее напряженным будет сечение
на уровне нижней грани ригеля, т. е. в верхней части нижней-'
стойки рамы второго этажа (см. рис. 130,а), где М?лР=-
^='16000 кгс-м=160 кН-м и Af?"rp=4650 кгс-м=4б,5 кН-м.
"В этом случае продольная сила должна быть принята без учета,
собственного веса колонны. Таким образом, N=161050—2300=
= 158 750 кгс= 1587,5 кН.
Сечение колонны принято bK=hK=4Q см. Отношение
X = /0/ftK = ljbK = 480/40 = 12 > 4.
Расстояние от центра тяжести арматур Fa и /V до
ближайших граней колонны принято а=а'=5,5 см. Рабочая высота се-
22U

чения h0=hK—а=40—5,5=34,5 см. Эксцентрицитет
действующих усилий в плоскости рамы в наиболее опасном сечении
16000 + 4650 я tn in hK 40
*• = 7^Z^ =0,13 м = 13см>е?1 = —- = = 1,3 сы.
158 750 ^ ° 30 30
Коэффициент
М^гр 16 000
*ДЛ = 1+Р ^гр + ^-гр ==1+I 16000 + 4650 =1,77'
Коэффициент
«о 13
При Я= 12 коэффициент U=0,205</=0,324.
Коэффициент, учитывающий влияние эксцентрицитета,
0,11
к, = - + 0,1 = 0,361.
* 0,1+0,324 ^ '
Р'а
Предварительно принято ц— -. =0,013. При этих данных
6К«К
и д=б,7 условная критическая сила
"и =
'- 12»
= 605 000 кгс = 6050 кН
Г 1 0,361 „ / 34,5 — 5,5 \»1
Коэффициент
Ч — 158750 -1»35-
605000
Относительные величины:
1 = П= ~^J:= 149.40-34,5 =«.772>^ =0,596,
следовательно, имеет место второй случай внецентрениого
сжатия. При этом коэффициент
_ Ne0T) _ 158750-13-1,35 _
ОТ_ ЯпрЬк^ "" Н940.34,5> "0'394'
222

По графику (см. рис. 143) прил. V при этих значениях
находим ца=0,325. Необходимое сечение арматуры
Rm>bKho 149.40-34,5
fa = F=Lia - =0,325 = 19,8 см*.
а а ^а Ra с 3400
Принимаем 2036AIII с ^а=^а/=20,36 см2. При этом ц=
20 36
= —:—=0,0129, что мало отличается от принятого ц=0,013,
поэтому пересчета не требуется.
В соответствии с принятым сечением определим несущую
способность колонны по формуле
Эксцентрицитет продольной силы относительно центра
тяжести сечения арматуры Fa, расположенной у менее напряженной
грани колонны,
лк 40
е = е0т]+ -у-— а= 13-1,35 + —- —5,5 = 32 см.
Приведенный коэффициент армирования
Ra с Fa - 3400-20,36
RnpbKfh 149-40-34,5
= 0,337.
Относительная высота сжатой зоны при втором случае вне-
центренного сжатия может быть определена по формуле
л (1 — ?p)+2|iaip 0,772 (1—0,596)+2-0,337-0,596
1= 2 ^= =0,66.
1— ?л + 2ца 1—0,596 + 2-0,337
При этом значении Ло=0,442. Подставляя полученные значения,
получим
#яес= [149-40.34,5а-0,442 +3400-20,36 (34,5 — 5,5)] — =
= 160 000 кгс= 1600 кН.
Это значение превосходит действующую продольную силу N—
= 158 750 кгс= 1587,5 кН. Поперечная арматура принята
диаметром d2= 12 см, класса A-I, с шагом м=4О0 мм, равным
ширине КОЛОННЫ Ок. Конструирование колонн показано на рис. 132.
В направлении, перпендикулярном к плоскости рамы, может
иметь место лишь случайный эксцентрицитет, величина которого
значительно меньше принятой в расчете, поэтому в связи
с-симметрией сечения относительно двух плоскостей дополнительный"
расчет не требуется.
223

J-J
S • у у-.
10*230*360 / 1
^700* ft? V^
f?^wr
^ tf .
Ф16АШ
5-5
*wo чоочао wo
Рис. 132. Рабочий чертеж крайней колонны второго этажа (К-5) (Детали
?-1, С-2 и М-1 показаны на рис. 105)
д) КОЛОННА ТРЕТЬЕГО ЭТАЖА (К-3)
За расчетное сечение следует принять сечение на уровне
верхней грани ригеля второго этажа, т. е. в нижней чаеги
колонны третьего этажа. В этом сечении изгибающие моменты:
М™*>= 16000 кгс-м = 160ikH-m; М ?,гр= 4650ирс-м = 46,5кН-м
и продольная сила N=93 250 югс=932,5 кН.
Сечение, как уже указывалось, принято Ок— /iK—40 см.
Следовательно, А,= 12. Как и для колонны второго этажа, принято
»a=a/=5,5 см и fto=34,6 см. Эксцентрицитет
16 000 + 4650 п п п м п
ео = ^TZZ =0,222 м = 22,2 см.
93 250
Расчетные моменты имеют такое же значение, как и для
колонны второго этажа, поэтому и коэффициент ?дл=1,77 остается
без изменения. Коэффициент
' = ~Г" = -^Г~ = °'56 >^нн = 0,205.
ftK 40
t224

Коэффициент, учитывающий влияние эксцентрицитета,
0,П
k 1 _|_0 ! = 0,267.
е 0,1+0,56 ^
При предварительно принятом значении }i=0,01 и м—6,7
условная критическая сила
1,6-3-10^-40-40
12а
1 0,267 л Л1 е „ / 34,5 — 5,5 \а
+ 0,01-6,7 ' х
3 1,77 \ 40
кр
= 465 000 кгс = 4650 кН.
Коэффициент
Л = 93 250 = 1>25-
1— 465 000
Относительная высота сжатой зоны, вычисленная по
формуле первого случая внецентренного сжатия при симметричной
арматуре,
N 93 250
1 = п= _ _ 0,455 < 1„ = 0,567.
RnpbKh0 149-40-34,5 ' ^4/г '
Следовательно, действительно имеет место первый случай
внецентренного сжатия.
Эксцентрицитет продольной силы относительно центра
тяжести сечения арматуры FA
hK 40
е = е0 т) + —*-— а =22,2-1,25 + — —5,5 = 42,2 см.
Необходимое сечение симметричной арматуры может быть
определено по формуле
. N \e~hb (I-0.5Е)]
^а = -Га =
93 250 [42,2—34,5 (1 — 0,5-0,455)]
= 14,8 см2.
3400 (34,5 — 4,5)
Принимаем 2032AIII с /га=^7а'г= 16,09 см2. При этом
коэффициент
F' 16,09
и = = = 0,01,
Р ЬКИК 40-40
что соответствует принятому предварительно.
Поперечная арматура принята диаметром da=10 мм, класса
A-I, с шагом и=Ш мм>20-32 = 640 мм.
Подбор сечения арматуры колонны четвертого этажа
выполняется аналогично.
8 А. Н. Кувалдин, Г. С. Клевцова 225

е) КОНСТРУКЦИЯ КОЛОНН
Конструкция арматурных каркасов крайних колонн принята
такой же, как и для средних колонн, поэтому все изложенное в
разделе «Расчет средних колонн» остается справедливым и для
крайних колонн. Диаметры и расположение стержней каркасов,
естественно, будут несколько иными.
Конструкция стыка колонн второго и третьего этажей
аналогична конструкции подробно описанного стыка средней колонны
второго этажа. Размеры и армирование консолей крайних
колонн приняты такими же, 'как консоли средних колонн. Однако
в связи с тем, что крайние колонны имеют односторонние
консоли, горизонтальные стержни (продольная арматура 2028АШ
детали М-4, ,рис. 132) со стороны, противоположной консоли, в
соответствии с п. 17 прил. I, для лучшей анкерсхвки приварены к
•вертикальной стальной пластине 12X1^0X300 мм.
6. РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТОВ ПОД КОЛОННЫ
а) ОСНОВНЫЕ ДАННЫЕ
Характеристики грунта основания. По табл. 1 прил. 2 i[16] для мелких
песков при коэффициенте пористости е = 0,65 находим: нормативное удельное
сцепление сн=0,02 кгс/см2=0,2 тс/м2, нормативный угол внутреннего трения
Фн=32°. По табл. 1 оврил. 4 [16] условное значение расчетного давления на
основание при средней насыщенности водой может быть принято:
4-|-3
RQ = J =3,5 кгс/см2 = 35 тс/м2 = 350 кН/м^.
Усредненное расчетное значение удельного веса грунта, залегающего
выше и ниже отметки заложения фундамента, принято равным Yn^'Yn"
= 1,8 тс/м3 =18кН/м3. Средний удельный вес материала фундамента
и-грунта на его обрезах уср=2 тс/м3=120 кН/м3.
Материал фундаментов. Бетон марки М 200; арматура нижней сетки
класса A-II; конструктивная арматура класса A-I.
б) ФУНДАМЕНТЫ ПОД СРЕДНИЕ КОЛОННЫ
Нагрузки. Фундаменты под средние колонны рассматриваются как
центрально нагруженные. Расчетная нагрузка 'N = 416,4 те=4164 кН. Нагрузка
при расчете шо 'Предельным состояниям второй труппы, в частности при
расчете оснований по деформациям, согласно п. 1.10 [15], определяется при учете
коэффициента перегрузки /1=1. В целях упрощения в данном случае значение
этой нагрузки вычисляется путем деления расчетной нагрузки для предельных
состояний первой группы на некоторый усредненный коэффициент перегрузки
п=1,2. Таким образом,
N 416,4
Na= — = ' = 348 тс = 3480 кН.
п 1,2
Глубина заложения и высота фундамента. Здание регулярно отапливаемое.
При его возведении предусматриваются меры, предотвращающие промерзание
грунта основания, поэтому глубина заложения определяется только по
прочностным и конструктивным требованиям.
226

Глубина стакана фундамента принята Ac=1000 мм, что (больше
необходимого значения Лн+5=500+60=650 мм и примерно равна величине 3(№?i+6 =
=30-32+50= 1010 мм, обеспечивающей заанкериваиие стержней продольной
арматуры колонны первого этажа \[8, с. 30].
Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принято 200 мм.
Таким образом, полная высота фундамента
#ф = 1000 + 200 = 1200 мм.
Следует заметить, что полная высота фундамента должна быть кратна
модулю, т. е. кратна 100 мм.
Расстояние от шшшршочяой отметки до верха фундамента принимается
равным 150 мм. Таким образом, глубина заложения составит
#! = 1200 + 150 = 1350 мм = 1,35 м.
Площадь подошвы фундамента. Расчет основания, в соответствии с пп. 3.3
и 3.4 i[16], производится по деформациям. Ориентировочно площадь основания
определяется по формуле б. 1 [8]
F = '—= — = 10,8 м.
R0 — tfxYcp 35 — 1,35-2
Учитывая, что сечение колонны (6К=40 см, Ак=50 см) близко к
квадратному, подошва фундамента принята тоже квадратной. Ориентировочное
значение размера стороны подошвы такого фундамента
Ьф = Оф =V^8 «3,3 м*".
По табл. 16 [16], при фн=32° находим значение коэффициентов: Л =1,34;
В=6,35 и ?>=8,55.
По формуле (17) [16], где, согласно примеч. 1 к п. 3.16. [16], расчетное
значение сц = сн, находим величину расчетного давления на грунт основания:
R = А Ьф уп + ВНХ у'п +Dcn = (1,34-3,3 + 6,35-1',85) 1,8 + 8,55 • 0,2 =
= 25,1 тс/ма = 251 кН/м2,-
что несколько меньше принятого ориентировочного значения. Поэтому вновь
определяем размеры подошвы фундамента при значении R=25,l тс/м2:
348 "
f= 25,1-1,35-2 °'5'бМ': Ч-Ч=/И.8«в.9.
Прн этом значении размера подошвы расчетное давление составит
«=(1,34.3,9 4-6,35.1,35) 1,8 + 8,55.0,2 = 26,5 тс/м» = 265 кН/м2.
Полученное значение немного больше принятой вторично величины R, поэтому
окончательно принимаем аф = 6ф=3,9 м=3900 мм (см. рис. 133) и F=
=|&Фаф=319-3,9= 15,21 м2.
Среднее давление на грунт
N«-\-HtycpF 348+1,35-2.15,21
Pep = р = 15^21 = 25'6 ТС)/м2 ~
= 256 кН/ма < R = 26,5 тс/м2 = 265 кН/м2,
что удовлетворяет требованиям п. 3.50 '[16].
Расчет на продавливание по всей высоте фундамента. Расчет выполняется
по предельным состоягаиям первой группы. По табл. IV.1 прял. IV, с учетом
коэффициента #*б1=0,85, согласно примеч. 1«б», расчетное сопротивление
растяжению принято: /?р = 0,85-7,5 =6,4 кгс/смг=64 тс/м2.
При наличии подготовки расстояние от середины толщины сетки арматуры
до основания фундамента может быть принято а=60 мм. При этом полная
полезная высота фундамента будет:
Ло = Нф — а = 1200 — 60 = 1140 мм = 114 см.
8* А. Н. Кувалднн, "г. С. Клевцова 227

Давление да основание от расчетной нагрузки
N 416,4
Ргр = — = =27,4 тс/м2 = 2,74 кгс/см2 = 274 кН/м*.
Необходимая рабочая высота из условия прочности на продавлишание
может быть определена по приближенной формуле
К>
Ьк + ^к
+
V
N
0,4 + 0,5
+iy
416,4
j*#p + Ргр
+
1-64 + 27,4
= 0,85 м = 85 см,
где для тяжелого бетона &=Ц. Полученное значение А0=85 см меньше hQ —
=ilU4 ом, принятого из конструктивных соображений, следовательно,
прочность на продавлвванне~обешечеяа.
Габаритные размеры фундамента. При Лф = 1200 мм=а,2 м, в
соответствии с-данными табл. VI.4 прил. VI, фундамент принят трехступенчатым.
Высота (всех ступеней принята одинаковой: Ai=/i2=/i3=400 мм. При ргр«=
=2,74 кгс/см2 <3 кгс/см2, в соответствии с данными табл. VI.5 прил. VI,
вынос нижней ступени с{- может (быть несколько больше величины %c/ii =
= 1,6-400=640 мм. С учетом модуля '/г М принято Ci=650 мм = 0,65 м в
обоих управлениях. Тогда вторая ступень "будет квадратной в плане со
сторонами а2 = &2=8ЭМ—2-65#=2$#в мм. При более точных расчетах размеры
первой ступени проверяются расчетом на продавлишание.
Габариты фундамента не должны пересекаться пирамидой продавливания,
грани которой наклонены под углом 45° (рис. <\33). Поэтому расстояние от
граней колонны до боковых (вертикальных) граней третьей (верхней) ступени
высотой Л3=400 мм не должно быть .меньше 400 мм.
Рис. 133. Рабочий чертеж фундамента под среднюю колонну
2 28

Толщина стенок стакана поверху во всех случаях не должна быть меньше
200 мм, а для бетонных фундаментов — меньше 0,75 Л3, т. е. для даяного
фундамента меньше 0,75-400=600 мм.
Учитывая значительные размеры фундамента, толщина стенок стакана
поверху принята 325 мм. Зазор между 'Гранями колонны и стенками стакана
принимается поверху 75 мм, понизу 50 .мм. Таким образом, расстояние от правей
колонны до боковых поверхностей верхней ступени Сз=325+75=400 мм =
=/ij. Размеры в плане верхей ступени будут:
а3 = 2с3 + h* = 2-400 + 500 = 1300 мм;
h = 2 с3 + Ьк = 2-400 + 400 = 1200 мм.
Вынос второй ступени в направлении плоскости рамы каркаса:
Д3-аз 2600-1300
с. = = = 650 мм = 0,65 м;
* 2 2
в перпендикулярном направлении
Ь2 — Ь3 2600—1200
с __ _ __ 700 мм = 0,7 м.
2 2
Сумма С2+с3 =650+400=11050 мм больше й2+^з=400+400 = 800 мм,
следовательно, вторая 'ступень также не пересекает пирамиду продавливаиия.
Армирование фундамента. 1. Расчет сечения арматуры сетки нижней
ступени. Изгибающий момент в сечении /—/ (см. рис. 133), проходящем по
большей граии колонны, имеющей ширину frK = 500 мм:
(Ьф-М2 Оф (3,9-0,4)^.3,9
^i=frp— 1 = 27,4 g =
= 164 тс-м = 16 400000 кгс-см= 1640 кН-м.
Необходимая площадь сечения арматуры класса А-П
Мт 16 400 000
р _ 1 = 59 сыа.
Га~ 0,9Rah0 -"0,9-2700-114
Изгибающий момент в сечении //—//, проходящем по грани второй
ступени,
с?Оф 0,65а-3,9
^п = Ргр JLY~ = 27-4 2 = 22'6 ТС'М =
= 2 260 000 кгс-см = 226 кН-м.
Рабочая высота нижней, стушена
ft0 = hx — а = 400 — 60 = 340 мм = 34 см.
¦Необходимое сечение арматуры
Мп 2 260 000
F*= 0,9#аЛ0 = 0,9-2700-34 =27'4 см*<59 см8*
Изгибающий момент в сечении ///—///, проходящем через вертикальную
грань третьей .(верхней) ступени,
(<?1 + са)«оф (0,65 + 0,70)8 3,9
МШ = Ртр 2 " ' = 27,4 2 = 97 т0*м в
= 9 700 000 кгс-см = 970 кН-м.
Рабочая высота в сечении ///—///
К = hi + fit — а = 400 + 400 — 60 = 740 мм = 74 сы.
229

Необходимое сечение арматуры
Мт 9 700 000.
F* = 0,9i?a/i0 = 0,9-2700.74 = 54 CM* <59 см3-
Арматурные сетки фундаментов устраиваются с ячейкой 200X200 м.м,
поэтому число прутков одного направления сетки С-1 (ом. рис. 133) должно
быть принято 20. Диаметр стержней принят 20 мм, в этом случае Fa =
=62,8 ом2>59 gm2.
Изгибающие моменты в сечениях, параллельных меньшей грани колошш
Ьк, лишь незначительно меньше вычисленных выше, поэтому арматура сетки
СА принята одинаковой в обоих направлениях. Учитывая, что у краев
фундамента изгибающие моменты равны нулю, 10 стержней каждого направления не
доведены до боковых поверхностей нижней ступени «а 0,1 аф = 0,1 -3900»
«400 мм.
2. Армирование верхней ступени. Верхняя ступень армируется
конструктивно горизонтальными сетками С-2 из арматуры 08AI .(ом. рис. 133),
устанавливаемыми по высоте через 150 <мм, и вертикальными стержнями из
арматуры 08AI.
3. Спецификация арматуры:
Арматура
Сетка С-1, I шт.
Сетка С-2, 4 шт.
Отдельный
стержень
а
к
я
к
Я со _
т—¦
О
с J
^ о.
2
3
4
5
Эскиз
| 90
шо
о.
аз
О.
и
ев
Ч
Я
о.
if
20AII
20AII
8AI
8AI
8AI
s
s
со
X
Я
ч
3880
3080
1280
1180
1200
Число
стержней
в одной сетке
или изделии
в элементе
20
20
4
4
—
20
20
16
16
16
г
в
ЕС
я
ч
«
к
га
3
ю
О
77,6
61 6
20,5
18,9
19,2
Выборка арматуры
Диаметр и класс
арматуры
Общая длина, м
Масса, кг
20AII
8AI
—
139,6
58,6 i
Итого
344
23
367
Примечание. Масса арматуры на 1 м3 бетона 367/9,5 = 39 кг.
230

в) ФУНДАМЕНТЫ ПОД КРАЙНИЕ КОЛОННЫ
Нагрузки. Расчетная вертикальная нагрузка на фундамент от колонн
первого этажа #=1228850 ктс=228,85 тс=2288,5 кН. Вертикальная нагрузка
при расчете основания по деформациям, как и при расчете основания
фундамента средней колонны,
N 228,85
#н = __ =
1,2
= 191 тс =1910 кН.
На уровне обреза фундамента приложен изгибающий момент (рис. 134),
абсолютное значение которого Мф = 15,15 tc-im=\151,5 кН-м было вычислено
¦в разделе «Расчет крайних колонн». Кроме того, на уровне обреза
фундамента приложена горизонтальная сила Т (распор), значение которой в соответст-
(вии с эпюрой моментов (ом. рис. 130) определяется по правилам
сопротивления материалов по формуле
Г =
ЛГф + Мн 15,15 + 30,3
яа
= 9,5 тс = 95 кН.
¦э ~~ 4,8
Здесь AfH=30,3 тс-м=803 кН-м—изгибающий момент крайней стойки
(колонны) в точке / рамы лершого этажа.
N=228,85
Рис. 134. Схема нагрузок,
действующих на фундамент
крайних колонной эпюра давлений
на основание
УИйШШ?
Л Ир-ззоо
Глубина заложения и общая конструкция фундамента. Нормативная
глубина промерзания принята #н=1,95 м. Коэффициент влияния теплового ре-
в
жима здания принят т*=|1. Расчетная глубина промерзания #i=.№m<»
«1,95=1950 imm. Расстояние от планировочной отметки до верха стакана
фундамента 150 мм, поэтому высота фундамента Яф~1950—150= 1800 мм. При
этой высоте наиболее целесообразной является конструкция фундамента с
повышенной стаканной частью (подкодонником) и с фундаментной плитой
переменной высоты (ом. рис. 134).
Площадь подошвы фундамента. Ориентировочное значение площади
основания определяем, как и для фундамента под среднюю колонну, по формуле
г N" 191
г = ~~г п = ^rzr.— ._ = 6,2 ма.
R0 — #! Yep
3,5 — 1,95-2
Учитывая действие момента и -распора, подошву фундамента принимаем
прямоугольной со сторонами Оф=3,Зм и &ф = 2,5м. При этом площадь F =
= ОфЬф = 3,3-2,5=8,25 м2. Расчетное давление определяем по формуле
Ц^АЬфУи + ВНгу'ц -\-Dcu = (1,34-2,5 + 6,35-1,95) 1,8 +
+ 8,55.0,2 = 30,1 тс/ма = 301 кН/м2.
Краевое давление на основание. Нормативная нагрузка от зеса
фундамента и грунта на его обрезах приближенно может быть определена по формуле
Он = аф6ф//1уср = 3)3.2,5.1,95.2 = 33,2 тс = 332 кН.
231

Расчетная нагрузка от этих же воздействий
G = GHn = 33,2-1,1 =35,4 тс = 354 кН.
Эксцентрицитет .раввчодейспвующей всех расчетных нагрузок для дредель-
яых состояний первой группы, приложенных к подошве фундамента (см.
рис. 134),
Щ + ТНф _ 15,15 + 9,5-1,8
ео = F+G 228,85 + 35,4 =0>123 м-
Без большой погрешности можно считать, что эксцентрицитет от нагрузок
для второй группы предельных состояний будет иметь примерно то же
значение.
Так как ео = 0,123 м<7бЯф=3,3/6=0,55 м, то наибольшее краевое
давление |Может быть определено по формуле
н _ Л/Н + Сн / _6_?о_\ _ 191 +33,2 / 6-0,123
Рмако- р ^+ аф )- 8>25 ^+ з,3
= 33 тс/м2 = 330 кН/м2.
Полученное" значение /з^акс=33 тс/м2<1,2 #= 1,2-30,1 =36,1 тс/м2.
Следовательно, принятые размеры подошвы фундамента удовлетворяют
требованиям п. 3.60 [16].
Получанное значение эксцентрицитета e0 = 0,123 м<0,1 аф = 0,1 -3,3=
=0ДЗ м, поэтому, согласно п. 2.18 «Указаний по проектированию
железобетонных и бетонных конструкций железнодорожных и автодорожных и гэ-
родскмх мостов и труб» СН 385-67 (М., строииздат, 1967), колонны можно
считать защемленными в фундаменте. Ийымн словами, при полученном
эксцентрицитете существенною поворота подошвы фундамента не будет.
Размеры и армирование стакана. Глубина стакана колонн принята hc =
«=900 мдс=0,9 м, что удовлетворяет условию hc^30 d{-\-8=30-28+50=
=890 wa (здесь o"i = 28 мм—диаметр продольной арматуры крайних колонн).
Толщина стенки стакана поверху принята 200 мм, а расстояние от грани
Коломны до внутренней стенки стакана—100 MlM (>75 мм). Таким образом,
размер подколонника га плане в направлении размера сечения колонны ftK =
=500 мм
ас = 500 + 2-200 + 2-100= 1100 мм;
з -направлении &к=400 мм
&с = 400+ 2-200+ 2-100 = 1000 мм.
Вынос плиты в направлении аф
аф —ас 3,3—1,1
са = о = 2 =1.1 м = 1100 мм,
в направлении &ф
Ьф — Ьс 2,5 — 1
сь = п = То = 0,75 м = 750 мм.
Момент, действующий на уровне дна стакана,
Ма = Л*ф + Т /ic = 15,15 + 9,5-0,9 = 23,8 тс-м = 238 кН-м.
Эксцентрицитет
Ме 23,8 1 1
fe=—- = : = 0,104 м>— йк =— 0,5 = 0,084 м.
0 N 228,85 -^6 6
В этом случае арматура стенки стакана определяется расчетом. При
йя 0,5 • hK 50
~г~ = -г~ =О,25>ес=О,104> —г~ = г~ =0,084, согласно рекомендациям [-8,
2 2 6 6
232

с. 174], сечение поперечной арматуры каждой сетоси определяется по формул»
Щ + Т (hc~6)~N-Q,7ea
F = —— —
Поперечная арматура принимается в вдде сеток С-2 (ряс. 136} из
арматуры класса A-I. Первая сетка располагается на расстояйна 50 м,м (0,05 м) от
К 900
обреза, остальные сетки — на расстоянии и=0,15 м=150 ми <— =—=
4 4
=Й25 мм. При таком расположении сумма расстояний от обреза до плосхостщ
каясдой сетки в пределах высоты стакана составит: Ez<=0,5+0,20+0,35+
+0,60+0,65+0,80=2,55 м. При этих да,нных
15150 + 9500 (0,9 —0,05)—228 850-0,7.0,104
2100-2,55 ' Н *
С-2
1080
&Ф12АЦ
4
8Ф12АП
^^Р_.
^ *
*м
г
*
., .
—
кр-1 т&
1.
1J
1
I
т
[¦
j
А^20
*• fe °4й
•г-
::::!
вШ*
— Ц
~ **
.,
--¦
-
юа
ФШАП
^л
4*220 ^ Л
0AI
Рис. 135. Рабочий чертеж фундамента под крайнюю колонну
233

Необходимое сечение одного стержня
. *х 1,о5
/к = = = 0,34 см2.
4 4
Принят стержень диаметром 8 мм, /х=0,503 см2. Из этой же арматуры
приняты две сетки С-3 (ом. рис. 135), устанавливаемые ниже дна стакана.
•Необходимое сечение продольной арматуры подколовника при услови>1,
что его несущая способность используется меньше чем иа 60%, .может быть
принято не меньше
fa + F'a = 2-0,0005 acbc = 0,001-110-100 = 11 см3.
Принимаем 2-5014AII с fa=/V=7,69 см2. При этом расстояние между
стержнями не превышает 250 мм.
Толщина защитного слоя принимается не менее 50 мм, поэтому расстояние
от центра тяжести сечения арматуры до ближайшей грани бетона а=а'=
=60 мм=(6 см=0,06 м.
Расчетный эксцентрицитет продольной силы приближенно принят е0=]
=0,104 м, а эксцентрицитет относительно арматуры га
ас 1,10
е = е 4- —^ ~а = 0,104 + —'— —0,06 = 0,594 м = 59,4 см.
с -г 2 2
Отношение
ес 0,104 „ ас 1,1
—?- = — = 0,095 < —- = —— = 0,185 м,
ас 1,1 6 6
поэтому, учитывая приближенность расчета, несущую способность подколон-
ника определяем по формуле
0,5 Ьс (ас-а)2 Rnp + fla. е F'a (Ос-а')
"ape- — —
е
0,5-100 (НО — 6)а 76 + 2700-7,69 (110 — 6)
59,4
Отношение
N 228,85
=710 000 кгс=710 тс=7100 кН.
= 0,32<0,5,
AW 710
следовательно, принятая арматура может быть оставлена без изменения и
объединена в два каркаса Кр-1, устанавливаемые по сторонам подколошгака,
перпендикулярным к плоскости изгиба.
Расчет фундаментной плиты. 1. Эпюра давлений (см. рис. 134).
Наибольшее краевое давление на основание от расчетной нагрузки, пренебрегая
нагрузкой от верхней ступени,
N 1 6е0 \ 228,85 /, 6-0,123 \ „ п п тт ,
Наименьшее краевое давление
N ( 6е„ \ - 228,85 / 6-0,123 \
234

2. Высота плиты. Необходимая рабочая высота плиты у основания под-
коловдника из условия прочности на продавливание может быть определена по
полной формуле
Ьс + ас
О ^ л
^ 2 (/ Ai?p+Prp v 2 ; '
где
# = ргр (&фОф —&сас)=34 (2,5-3,3 —1-1,1) = 237 тс = 2370 кН
и /?р = 64тс/м2 (см. расчет фундамента средней колонны).
Подставляя эти и другие числовые значения, получим
1 + 1,1 J_ , / 237 , / 1 + 1,1 Y
4 + 2 I/ 1-64+34
h0>- '/'" +— 1/ , е7", »,-Н " '«"'" ) =0.4 м
Полная высота плиты у основания лодколонилка с некоторым запасом
принята й=60 см=600 мм. Рабочая высота в этом же сечении h0=h—а=
=60—6=54 см.
Высота фундаментной плиты у краев принята ЛКр=300 мм.
3. Расчет рабочей арматуры в направлении a<j>. Давление грунта в
сечении /—/, проходящем через грань подколонника (см. рис. 134),
>гр=Ргр-(Ргр-ргр) ^- = 34-(34-21,5) -^-=29,4тс/м«=294кН/м».
1,1
аф х 3,3
Среднее давление грунта в пределах выноса плиты са
раср = 0,5 (ргр + ргр) = 0,5 (34 + 29,4) = 31,7 тс/м* = 317 кН/м2.
Момент в оечешги /—/
раср с2а Ьф 31,7-1,12
М= = 2,5 = 47,8 тс-м = 4780 000 кгс-см =
2 2
= 478 кНм.
Требуемое сечение арматуры
М 4 780 000
Fa=- = =36,4 см2.
а 0,9i?ah0 0,9-2700-54
При расстоянии между стержнями 200 мм число стержней при &ф=2,5 м
должно быть 13. Принято 1302OAII с Fa=40,8 см2.
4. Расчет (рабочей арматуры в направления Ьф. Среднее давление грунта
под подошвой фундамента
р*р = 0,5 (ргр + Р;р) = 0,5 (34 + 21,5) =27,8 тс/м* = 278 ЧсН/м».
Момент в сеченил, проходящем через трань стакаиа ас,
рьп с2 27,8-0,752
м= —ср Оф= -^—3,3=25,7 тс-м = 2 570 000 кгс-см=257кН-м.

Необходимое ceqeroie арматуры
2 570 000
F„ =
0,9-2700.54
= 19,6 см2.
Число стержней при шаге 200 мм должно быть 17. Принято 17012AII с
F. = 19,23 см*.
Учитывая, что у краев плиты загибающие моменты равны нулю, стержня
сетки через одие «е доведены ло 'боковых и сквер хи ост ей плиты на 250 мм.
Армнровавде фундамента показано да .рис. 135.
5. Спецификация арматуры:
Аршатура
Сетка С-1, 1 шт.
Сетка С-2, 5 шт.
Сетка С-3, 2 шт.
Каркас Кр-1, 2 шт.
ю
со
о
?
К
К
S
т
О
С
/
2
3
4
5
Ь
5
6
7
6
Эскиз
1710 |90
Диаметр и
класс
арматуры
20AII
20AII
12AII
12AII
8AI
8АГ
8AI
8AI
14AII
8AI
Длина, мы
3280
2780
2480
1980
1080
980
1080
980
1800
980
Число
стержней
1> о
и X
во*
о в
X в К
°ч?
<я Я S3
7
6
9
8
4
4
8
8
5
4
в)
3
К
<Ц
Ч
m
в
7
6
8
8
20
20
16
16
10
8
2
s
ч
ct
Б
га
3
*о
О
[23
16,7
22,3
15,8
21,6
19,в
17,3
15,7
18
7,8
выборка арматуры
Днаыетр и
класс
арматуры
Общая
длина, м
Масса, кг
20AI1
14AII
12AII
8А1
39,7
18
30,3
82
98
17
27
33
Итого
175
175
Примечание. Масса арматуры яа 1 м3 бетона —- =31 кг.
5,8
236

ПРИЛОЖЕНИЯ
ПРИЛОЖЕНИЕ I
УКАЗАНИЯ ПО КОНСТРУИРОВАНИЮ ЭЛЕМЕНТОВ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ (СОСТАВЛЕНЫ
В СООТВЕТСТВИИ СО СНиП 11-21-75 «БЕТОННЫЕ
И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ.
НОРМЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ»)
Продольное армирование
1. Минимально допустимый процент армирования (хМвн продольной
арматуры в железобетонных элементах должен приниматься не менее указанного в
табл. 1.1.
Таблица 1.1
Положение арматуры и характер работы элемента
!*мин
Растянутая арматура А во "всех изгибаемых, а также внецен-
тренно-растянутых элементах при расположении продольной
силы за пределами рабочей высоты сечения . ,
Арматура А и А' во внецентренно-растянутых элементах при
расположении продольной силы между арматурой А и А' .
Арматура Л и Л' во внецентренно-сжатых элементах при:
Ш<Ъ; 1о1г<17 s . .
5</0/А^10; 17</0/г<35
10</0//i<24; 35<Wr<83
/0/ft>24; /0/r>83
0,05
0,05
0,05
0,1
0,2
0,25
Примечание. В сечениях с продольной арматурой, расположенной
равномерно по контуру сечеяия, а также в центрально-растянутых элементах,
минимальная площадь сечения всей продольной арматуры должна
приниматься вдвое больше величин, указанных в табл. 1.1.
2. Площадь сечения всей продольной арматуры внецентренно-сжатых
элементов должна составлять, как правило, не более 3% площади сечения
бетона, требуемого по расчету.
Диаметр продольных рабочих стержней внецентренно-<ожатых элементов
монолитных конструкций должен быть не менее 12 мм и, как прашило, не
боле* 40 мм.
3. Во внецентренню-сжатых линейных элементах у каждой из граней
рабочие стержни должны- ставиться на расстояниях, не превышающих 400 мм
(рнс. 136).
4. В изгибаемых линейных элементах при высоте их сечения более 700 мм
у боковых граней должны ставиться конструктивные продольные стержни с
расстояниями между ними по высоте не более 400 мм. Суммарная площадь
сечения этих стержней должна составлять не менее 0,1% площади
поперечного сечения ребра, балки (рис. 137).
5. В балках шириной 150 мм и более число продольных рабочих
стержней, доводимых до опоры, должно быть не менее двух. В ребрах сборных
панелей, настилав, часторебристых перекрытий и т. п. шириной менее 150 мм
допускается доведение до опоры одного продольного стержня.
6. Расстояние в свету между отдельными продольными стержнями нена-
прягаамой арматуры, между стержнями соседних плоских сварных каркасов.
237

между отдельными натягиваемыми стержнями, пучками, прядями и тому
подобных предварительио-мапряженных элементов должно приниматься:
а) если отержии при бетонировании занимают горизонтальное или
наклонное лоложение — не менее диаметра стержней и не менее: для нижней
арматуры 25 мм и для верхней арматуры 30 им; при расположении нижней арма-
Рис. 136. Армирование сжатых элементов
1— рабочие стержни; 2 — рабочие или
дополнительные стержни диаметром не менее 12 мм,
устанавливаемые при Л>400 мм; 3 — поперечные
стержни плоских каркасов или соединительные
стержни; 4 — дополнительные поперечные стержни
или шпильки, устанавливаемые при ft>500 мм
Рис. 137.
Армирование изгибаемых
элементов
1 —дополнительные
продольные стержни
при ft>700 мм
а)
10 гЗО *50 ьЗо 10
яппп
р-о—сг
г? о о п
т*ШМ№,М®**
ZcttH0i2S
$20,Ho*d
¦20,но*о(
S
P
¦o—^
20,ho*cL Z0,HOid
U X
6)
Ш L_I№oo I
**20
Puc. 138. Минимальные расстояния между стержнями и защитные слои
а — колонна; б —балки и ребра; е— плиты н стенки; значения vг ммаприведены в
табл. 1.2. прил. I
238

туры более чем в два ряда по высоте расстояние между стержнями в
горизонтальном направлении (кроме стержней двух нижних .рядов), должно
приниматься .не менее 50 мм; при двустороннем расположении продольной
арматуры в сварных каркасах (расстояние в свету между продольными стержнями
соседних каркасов должно составлять ие менее 2d я не менее 40 мм;
6) если стержни при бетонировашга занимают вертикальное положение —
не менее 50 вдм (рис. 138).
Для сварных каркасов .наименьшие расстояния между стержнями
принимаются с учетом указаний табл. 1.2.
7. В плитах количество рабочих стержней на 1 м длины должно
составлять ие менее 5. На всех участках плиты расстояния между осями стержней
как рабочей, так и распределительной арматуры должны быть не более
400 мм.
Поперечное армирование
8. Во внецентреано-сжатых линейных элементах при /?а.с=^4000 кгс/ом2
поперечные стержни .(хомуты) должны ставиться во всех случаях на
расстояниях не более 500 мм, а также:
а) при вязаных каркасах — на расстояниях не более 15 d\\
б) при сварных каркасах — на расстояниях не более 20 di, где й\~
наименьший диаметр продольных сжатых стержней, и не более 10di при |i>3_%.
9. В балках и ребрах высотой более 300 мм поперечные стержни,
параллельные плоскости изгиба, или хомуты должны стащиться всегда независимо
от расчета.
В балках и ребрах высотой от 150 до 300 мм поперечные стержни, если
они не требуются по расчету, должны быть поставлены у концов элемента на
длине не менее 1U пролета, а при сосредоточенных .нагрузках, кроме того, на
длине не менее расстояния от опоры до ближайшего груза.
При высоте балки или ребра менее 150 мм допускается не ставить
поперечной арматуры, если соблюдается условие (5.26) [14].
10. При отсутствии отгибов расстояния между поперечными стержнями,
параллельными плоскости изгиба, или хомутами в балках и ребрах на
участках, где не соблюдается условие (5.26) [14], а также на участках вблизи опор
должны быть при высоте сечения h до 450 мм — не более 7г Л и не более
150 мм, а при большей высоте сечения—не более 7з Л и не более 300 мм;
длина приолорных участков, на которые распространяется это требование,
принимается при равномерно распределенной нагрузке 'Д пролета элемента, а при
сосредоточенных нагрузках — равной расстоянию, от опоры до ближайшего к
ней груза. На остальной части пролета при высоте балок более 300 мм
расстояние между указанными поперечными стержнями или хомутами должно
быть не более 3U h т не более 500 мм (см. рис. 139).
11. Диаметр поперечных стержней сварных каркасов и сеток
принимается в соответствии с табл. 1.2 Диаметр хомутов вязаных каркасов изгибаемых
элементов рекомендуется принимать:
при высоте сечения элемента до 800 мм — не менее 6 мм;
то же, более 800 мм — не менее 8 мм.
Защитный слой бетона
12, Толщина защитного слоя тяжелого бетона и бетона на пористых
заполнителях Af^slOO для рабочей арматуры элементов, не подвергаемых
предварительному напряжению, а также предварительно-напряженных элементов с
продольной арматурой, натягиваемой на упоры, должна приниматься не менее
диаметра стержней или каната и не менее:
239

52 Таблица 1.2. Соотношения между диаметрами свариваемых стержней и минимальные расстояния между стержнями
*> в сварных сетках и каркасах, изготовляемых с помощью контактной точечной сварки
Диаметры стержней одного направления rfb мм
Наименьшие допустимые диаметры
стержней другого направлеиия rfj, мм . , . .
Наименьшие допустимые расстояния
между осями стержней одного направления
«мин и имвш (рис. 140, 141)
Наименьшие допустимые расстояния
между 'осями орадольных стержней и шин
(рис. 141) при двухрядном их раслоложе-
3
3
50
—
4
3
50
,
5
3
50
6
3
50
30
8
3
75
30
10
3
75
30
12
4
75
40
14
5
75
40
16
5
75
40
18
6
100
40
20
6
100
50
22
8
100
50
25
8
150
50
28
10
150
60
32
10
150
70
36
12
200
80
40
12
200
80
щ.
¦Примечания: 1. В каркасах колонн, а также в сетках с рабочей арматурой из стали периодического профиля
допускается принимать d2^50,25 d\.
2. Расстояние от конца стержней одного направления до оои стержней другого направления С и С[ (рис. 140, 141)
рекомендуется принимать не менее диаметра большего стержня и не менее 20 мм.

а) в плитах я стенках толщиной до 100 мм включительно: из тяжелого
бетона — 1<3 мм, из легкого бетона ~ 15 мм;
б) в плитах и стелках толщиной более 100 мм, а также в балках и ребрах
высотой до 260 мм — 15 мм;
в) е балках и ребрах высотой 260 им и более, а также в колоннах —
20 мм (ом. рис. 138);
npu1$Q<h$3QQ
Рис. 139.
Расположение поперечных
стержней в
балках, не имеющих
отгибов
Uf=$h4-150
.с
7*-
М-
npu30Q*hu45Q
ui*?h$150
Al
u2*jh?50G
H
При h> 450
и, ф 4 300
uz~^h^5Q0
n
и,фИ5С
iL
uf=$h4150
H
af=jh<3S0
?*-
i*
т) в фундаментных балках, а также сборных фундаментах — не менее
30 м,м;
д) для нижней арматуры монолитных фундаментов (отдельных, плитных
и ленточных) при отсутствии подготовки — не менее 70 мм, а при наличии
подготовки — не менее 35 мм.
13, Толщина защитного слоя бетона для хомутов и поперечных стержней
сварных каркасов в балках и колоннах должна составлять не менее 15 мм, а
для распределительной арматуры в плитах —не менее 10 мм.
'14. Защитный слой по торцам рабочих стержней в сборных элементах —_
10 мм, в монолитных — 16—20 мм.
Анкерюка иенапрягаемой арматуры
15. Предельные стержня растянутой « сжатой арматуры должны быть
заведены за «ермальное сечение, в котором они учитываются с полным
расчетным сопротивлением, на длину не менее /*я, определяемую по формуле
/.
-(«
Л.
Я
+ Д*ан d.
пр
но не менее
табл. 1.3.
величины /ан=Яан^ и не менее величины /
а и, указанной в
24*,

Таблица 1.3
Условия работы
арматуры
Стержни периодического
профиля
ДА.*
*ан
мм
не менее
Гладкие стержии
да,а
Растянутая армату-.
pa iB растянутом
бетоне
Сжатая или
растянутая арматура в
сжатом бетоне ....
Стык арматуры
внахлестку в растянутом
бетоне ,
Стык арматуры
-внахлестку в сжатом
бетоне
¦0,7
0,5
0,9-
0,65
11
8
11
8
20
12
20
15
250
200
250
200
1,2
0,8
1,55
1
И
8
11
8
20
15
20
15
250
200
250
200
Если анкеруамые стержни поставлены с запасом, то в формуле значение
Ra умножается на отношение необходимой по расчету к фактической
площади сечения арматуры. При этом гладкие арматурные стержни должны
оканчиваться крюками или иметь приваренную поперечную арматуру по длине
заделки.
¦16. На крайних, свободных опорах изгибаемых элементов для обеспечения
анкеровки продольных стержней, доходящих до опоры, выполняются
следующие требования:
а) если условие Q^kiRpbhQ соблюдается, длина запуска рабочих
стержней за грань опоры /ан^5 d;
б) если условие Q^kiRpbJiQ не соблюдается, длина запуска /ан^Ю^, где
d — диаметр рабочих стержчей.
17. Если обеспечить необходимое значение /ан невозможно, то на концах
обрываемых стержней приваривают анкеры, закладные пластины, делают
отгибы или ставят косвенную арматуру.
& м& 1
6)
^Дъ
^fc
^.--с
¦Щ
ш
ш
Рис. 140. Сварные сетки
а — с рабочей арматурой в одном ваправленин; б — с рабочей арматурой в двух направ"
аеннях . „
242

^ta
•*—ч
_п n п , n aJi-a a
"*
'Pff
-№
4 ' V V H»' H u'. u Ml J 3
Я=*Д
1,1
Рис. 141. Сварные каркасы балок
Защитный
ели, к
1**
С
*^ 1
.<¦
_• ¦ ¦
• ч •
• • ,0
•
•
•
J г • "I
9 • •
•
• • •
%.
ъ*
> —У
:f
1 "Ч,
1 j^v
I
~^4г
-,•
'1 "
1
"*',
1
3
Рис. 142. Косвенное армирование
сварными сетками
Таблица 1.4. Нормативное усилие, воспринимаемое подъемными петлями
Диаметр
стержней петля.
мы, из стали
класса
A-I
6
8
—
10
—
12
14
16
А-П
—
8
—
10
—¦
12
14
Нормативное усилие от
собственного веса сборного
железобетонного элемента,
приходящееся при подъеме яа
1 петлю, кгс
100
300
400
700
900
1100
1500
2000
Диаметр
стержней петли,
класса
A-I
18
20
22
25
28
—
32
А-Н
16
18
20
22
25
28
—
32
Нормативное усилие от
собственного веса сборного
железобетонного элемента,
приходящееся при подъеме на
1 петлю, кгс
2500
3100
3800
4900
6100
7000
8000
8500
243

Постановка монтажных петель
18. В сборных элементах должны предусматриваться устройства для их
захвата при подъеме (закладка стальных трубок для образования отверстий,
устройство подъемных петель из арматур.ных стержней и т. п.).
Петли для подъема должны выполняться из круглой горячекатаной сталл
класса A-I марок ВСтЗсп2, ВКСтЗсп2 и класса А-Н марки 10ГТ и
привариваться или привязываться к арматурному каркасу.
Диаметры стержней петель рекомендуется принимать, согласно табл. 1.4,
з зависимости от приходящейся на петлю нормативной нагрузки. При
использовании для подъема оборного элемента четырех монтажных петель
нормативную нагрузку от собственного веса элемента считают распределенной на три
петли. Коэффициент динамичности при определении нагрузки &=1,5.
Анкеравка петель осуществляется запуском концов петель в бетой
сборного элемента на длину U не менее 30 d, где d— диаметр стержня петли.
Стержни летли должны заканчиваться крюками.
В том случае, если невозможно осуществить необходимую длину запуска
концов петли, анкеровку петли производят с помощью специальных
мероприятий: отгиба стержней петли, приварки к закладным деталям и т. п .
19. Косвенное армирование торгов сборных элементов выполняется в
соответствии с рис. 142,

ПРИЛОЖЕНИЕ II
ГЕОМЕТРИЧЕСКИЕ И ВВСОВЫЁ ХАРАКТЕРИСТИКИ АРМАТУРНОЙ СТАЛИ И СВАРНЫХ СЕТОК
Т а б л иц а II. il Площади поперечных сечений и масса проволочной и стержневой арматуры и арматурных пряней
Арматура
Проволочная
Проволочная и
стержневая
Стержневая
¦я
la
3
4
5
6
7
8
9
10
12
14
16
18
20
Площадь поперечного ссчеаня, см2, при числе стержней или прядей
1
0,671
0,126
0,196
0,283
0,385
0,503
0,636
0,785
1,131
1,54
2,01
2,545
3,14
2
0,14
0,25
0,39
0,57
0,77
1,01
1,27
1,57
2,26
3,08
4,02
5,09
6,28
3
0,21
0,38
0,59
0,85
1,15
1,51
1,91
2,36
3,39
4,62
6,03
7,63
9,42
4
0,28
0,5
0,79
1,13
1,54
2,01
2,54
3,14
4,52
6.16
8,04
10,18
12,56
5
0,35
0,63
0,98
1,41
1,92
2,51
3,18
3,93
5,65
7,69
10,05
12,72
15,71
6
0,42
0,75
1,18
1,7
2,31
3,02
3,82
4,71
6,79
9,23
12,06
15,27
18,85
7
0,49
0,88
1,37
1,98
2,69
3,52
4,45
5,5
7,92
10,77
14,07
17,81
21,99
8
0,57
1,01
1,57
2,26
3,08
4,02
5,09
6,28
9,05
12,31
16,08
20,36
25,13
9
0,64
1,13
1,77
2,54
3,46
4,52
5,72
7,07
10,18
13,85
18,1
22,9
28,27
Вес
1 ы, кго
' 0,056
0,099
0,154
0,222
0,302
0,395
0,499
0,617
0,888
1,21
1,58
2,0
2,47
4)
ш X
| Я
3 2
X п
3 .
4
5
6
7
8
9
10
12
14
16
18
20

Продолжение табл. I LI
Арматура
Стержневая
Сем ил р ов олоч н ые
(пряди) канаты
1 ft
м <U
[9 ч
S *
1 =
22
25
28
32
36
40
4,5
6
7,5
9
12
15
Площадь поперечного сечения, см*, при числе стержней или прядей
¦
3,8
4,91
6,16
8,04
10,18
12,57
0,127
0,226
0,354
0,509
0,908
1,415
2
7,6
9,82
12,32
16,09
20,36
25,14
0,25
0,45 ,
0,71
1,02
1,82
2,83
3
11,4
14,73
18,47
24,13
30,54
37,7
0,38
0,68
1,06
1,53
2,72
4,24
4
15,2
19,64
24,63
32,17
40,72
50,27
0,51
0,9
1,41
2,04
3,63
5,66
5
19
24,54
30,79
40.2Г
50,89
62,83
0,64
1,13
1,77
2,54
4,54
7,07
6 7
22,81
29,45
36,95
48,26
61,07
75,4
0,76
1,36
2,12
3,05
5,45
8,49
26,61
34,36
43,1
56,3
71,25
87,96
0,89
1,58
2,48
3,56
6,35
9,9
8
30,41
39,27
49,26
64,34
81,43
100,53
1,01
1,81
2,83
4,07
7,26
11,32
9
34,21
44,18
55,42
72,38
91,61
113,1
2,03
3,18
4,58
8,17
12,73
Вес,
1 м.кгс
2,98
3,85
4,83
6,31
7,99
9,87
0,102
0,181
0,283
0,407
0,724
1,132
«
ЕВ *"
И
22
25
28
32
36
40
4,5
6
7,5
9
12
15

Таблица П.2. Сортамент сварных сеток (по данным ГОСТ 8478—66 «Сетки сварные для армирования железобетонных
конструкций. Сортамент и технические требования»)
Тип сетки
Марка сетки
Расстояние по осям
между стержнями, мм

продольными

поперечными
Диаметр стержней,
мм

продольного

поперечного
Площадь сечеиия
арматуры на 1 м,
см*

продольной

поперечной

Теоретический вес
1 м*
сетки, кгс
Ширина сетки по
осям]крайних
стержней, мм
С продольной рабочей арматурой из:

обыкновенной'арматурной
проволоки
горячекатаной
арматурной стали*
С поперечной
рабочей арматурой из:
обыкновенной
арматурной
проволоки
горячекатаяой
арматурной стали*
200/250/3/3
150/250/3/3
200/250/4/3
150/250/4/3
200/250/5/4
150/250/6/4
100/250/6/4
150/250/6/4
100/250/6/4
150/250/9/5
100/250/9/5
25О/200/3/4
250/150/3/4
250/150/4/5
250/200/4/8
250/150/5/9
200
150
200
150
200
150
100
- 150
100
150
100
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
250
200
150
150
200
150
3
3
4
4
5
6
6
6
6
9
9
3
3
4
4
5
3
3
3
3
4
4
4
4
4
5
5
4
4
5
8
9
0,4
0,5
0,7
0,87
1,08
1,95
2,93
1,95
2,93
4,4
6,6
0,34
0,34
0,6
0,6
0,9
0,28
0,28
0,28
0,28
0,5
0,5
0,5
0,5
0,5
0,78
0,78
0,63
0,84
1,31
2,52
4,24
0,6
0,65
0,85
0,95
,1,4
. 2 '
2,8
2
2,8
4,3
6
0,82
1
1,6
2,6
4,3
¦900, 1100,
1400, 1500,
1700, 2300,
2500, 2700,
2900
900, 11О0,
1500, 2.300,
2500, 2700,
2900
900, 1100,
1300, 1700,
23Q0, 2900,
3500

Продолжение табл. И.2
f-
Тип сетки
С рабочей арматурой
в обоих направлениях
из:
обыкновенной
арматурной
проволоки
горячекатаной
арматурной стали*
Марка сетки
200/200/3/3
150/150/3/3
100/100/3/3
200/200/5/5
100/1О0/5/5
150/150/7/7
100/100/7/7
150/150/7/7
1О0/100/7/7
2О0/2О0/8/8
200/200/9/9
15О/150/9/9
100/100/8/6
100/100/9/9
Расстояние по осям
между стержнями, мм

продольными
200
150
100
200
100
150
100
150
100
200
200
150
100
100

поперечными
200
150
100
200
100
150
100
150
100
200
200
150
100
100
Диаметр стержней,

продольного
3
3
3
5
5
7
7
7
7
8
9
9
8
9
им

поперечного
3
3
3
5
5
7
7
7
7
8
9
9
8
9
Площадь
арматуры
сечения
на 1 м,
ем*

продольной
0,4
0,5
0,73
1,08
2
2,6
4
2,6
4"
2,8
3,55
4,6
5,2
6,6

поперечной
0,56
0,47
0,71
0,98
1,96
2,57
3,85
2,57
3,85
2,52
3,18
4,24
5,03
6,36

Теоретический вес
1 м1 сетки,
к ГС
0,64
0,8
1,18
1,75
3,25
4,4
6,4
4,4
6,4
4,25
5,4
7
8,1
10,03
Ширина сетки по
осям крайних
стержячй, мм
1100, 1300,,
1400, 1500,,
1700, 2300,,
2500, 2700,
2900, 3500
2300, 250,0
1
* Обычно применяется сталь класса А-НГ, но по соглашению сторон дояуокаетоя применение стали класса A-I.

ПРИЛОЖЕНИЕ III
НАГРУЗКИ И КОЭФФИЦИЕНТЫ ПЕРЕГРУЗОК.
ДАННЫЕ ДЛЯ ПОДСЧЕТА НАГРУЗОК
Таблица Ш.1. Коэффициенты перегрузок п для нагрузок от веса
строительных конструкций и грунтов
п. п.
Наименование конструкций и грунтов
Бетояяые и железобетовные (с объемной массой более
1800 кг/м3), каменные, армокаменные, металлические и
деревянные, конструкции
Конструкции из бетонов (с объемной массой 1800 кг/м3
я меяее), а также изоляционные, выравнивающие и
отделочные слон (плиты, скорлупы, рулонные
кровельные материалы, засыпки, стяжки и т. п.), выполняемые:
в заводских условиях . , , ,
яа строительной площадке
Грунты в природном залегании
Насыпные грунты
1,1 (0,9)
1.2 (0,9)
1.3 (0,9)
1.1 (0,9)
1.2 (0,9)
Примечания: 1. Значения коэффициентов перегрузки, указанные в
скобках, должны применяться при расчете конструкций на устойчивость
положения против опрокидывания, а также в других случаях, когда
уменьшение иостояйной нагрузки ухудшает условия работы конструкций.
2. Коэффициенты перегрузки, значения которых приведены в пп. 3 и 4,
отвооггся я объемной массе грунта. Возможное изменение объемной массы
грунта, связанное с существенным изменением его влажности, должно
учитываться дополнительно.
Таблица III.2. Временные нормативные равномерно распределенные
нагрузки на перекрытия
№ и. п.
по СНжП
II-6-74
1
2
3
Наименование зданий и помещений
Квартиры жилых зданий, спальные помещения
детских учреждений, палаты больниц и санаториев ,
Служебные помещения организаций и учреждений;
классные помещения; бытовые помещения
промышленных предпрлятнй и общественных зданий . . .
Кабинеты и лаборатории; помещения
счетно-вычислительных станций; технические этажи, подвальные
Нормативная
яагрузка
\
кгс/м* кН/м*
150
200
200*
1,5
2
2
249

Продолжение табл. III.2
5
7
9
10
И
Залы:
а) читальные
б) обеденные „
в) собраний, зрительные, спортивные . . . .
г) торговые, выставочные . . .- , , , s .
Книгохранилища, сцены
Чердачные помещения дополнительно к весу
оборудования . . . . ,
Балконы, лоджии
Производственные и складские помещения:
а) участки установки стационарного
оборудования » . . .
б) места складирования и хранения материалов
и изделий
в) участки обслуживания и ремонта . . . .
Вестибюли, фойе, коридоры, лестницы,
примыкающие к помещениям:
а) по пи. 1 и 2
б) по пп. 4, 5 и 10
200
300
400
400*
500*
75
400
2
3
4
4
5
0,75
4
300*
400*
150*
300
400
4
1,5
* По действительной нагрузке, но не менее указанной.
Примечания: 1. Коэффициент перегрузки для равномерно
распределенных нагрузок на перекрытия и лестницы должен приниматься равным:
при нормативных нагрузках менее 200 кгс/м2 (2 кН/м2) . . . 1,4
то же, от 200 кгс/м2 (2 кН/м2) до 500 кгс/м2 (5 кН/м2) 1,3
то же, 500 кгс/м2 (5 кН/м2) и более : 1,2
2. При расчете балок и ригелей с грузовой площадью Т, м2, нагрузку,
указанную в табл. II 1.2, допускается снижать:
а) для помещений, упомянутых в пп. 1 и 2, умножением на коэффициент
3
(при Т> 18 м2) а! = 0,3+ у-— ;
б) для помещений, упомянутых в п. 4, умножением на коэффициент (при
3
Г>36 м2) <х2=0,5+ - .
3. При расчете колонн, стен, фундаментов и оснований нагрузки,
приведенные в табл. II 1.2, допускается снижать:
а) для зданий, упомянутых в пп. 1 и 2, умножением на коэффициент t)i =
0,6
=0,3+ -^7=-;
У m
б) для зданий, упомянутых в п. 4, умножением на коэффициент т)2=0,5+
0,6
-J- -у— ¦, где m — число учитываемых в расчете полностью загруженных пе-
у m
рекрытий над рассматриваемым сечением. При пг=\ ц = 1.
4. При расчете по предельным состояниям второй группы часть нагрузок,
указанных в п. 1 табл. Ш.2, в размере 50 кгс/м2 (0,5 кН/м2), а также часть
нагрузок, указанных в лш. 2 и 4, в размере 50% относится к длительно
действующим, когда необходимо выделение кратковременной нагрузки.
250

Таблица 111.3. Вес 1м2 плит и панелей (с учетом заливки швов)
Изделие
Ребристые плиты покрытий:
при номинальной ширине 1,5—3 м и номинальной длине
до 6 м ... '....:
при номинальной ширине 3 м и номинальной длине 12 м
Многопустотные панели перекрытий при номинальной длине
до 6 м:
толщиной 160 мм ". .
» 220 » . .
Ребристые плиты перекрытий промышленных зданий при
номинальной длине 6 м:
высотой 350 мм
» 400 »
Вес, кгс
150—200
200—220
220—230
250—300
260
300
Таблица Ш.4. Объемная масса строительных материалов
Материал
Объемная
масса, кг/м3
Бетоны
Асфальтобетон, укатанный катками
Асфальтобетон литой (в стяжках) , ^
Бетон на гравии или щебне из природного камня
Бетон на кирпичном щебне
Железобетон » . .» :
Легкие бетоны в высушенном состоянии:
керамзитобетон и лерлитобетон
аглопоритобетон
на естественных крупном и мелком заполнителях . . .
Шлакобетон :
Ячеистый бетон ,
Р.а створы
Цементно-песчаный
Цементно-шлаковый
Известковая штукатурка . . ,
Сухая штукатурка ...»
Каменные материалы
Мрамор, гранит, базальт
Песчаники, кварциты
Известняки :
Туфы
Керамические плитки . . . ,
Каменная кладка
Кладка яз обыкновенного сплошного глиняного кирпича на
тяжелом растворе
То же, на легком растворе
Кладка из силикатного кирпича
Кладка из пористого и дырчатого кирпича . . . • • • •
2100
1800
2400
2000
2500
900—1800
1100—1600
1100—1800
1000—1800
ЗОО—1000
2000
1200—1400
1400—1600
1600
2800
2400
2000
1200—1300
2700
' 1800
1700
1900
1300—1400-

Продолжение табл. 1П.4
Материал
Дерево .и изделия из него
Сосна и ель
Дуб . . .
Свежесрубленная древесина . . .
Листы древесноволокнистые жесткие
Фанера клееная
Тепло- и звукоизоляционные материалы
Неорганические жесткие и гибкие материалы и изделия:
плиты ячеистобетонные, керамзито-бетонные, перлитовые,
асбестоцементные и т. п
плиты мияераловатные жесткие
» » полужесткие и прошивные
маты минераловатные . .
плиты стекловатные . , ,
маты стекловатные
Органические материалы и изделия:
плиты древесноволокнистые изоляционные
» » изоляционно-отделочные
» цементно-фибролитовые
» пробковые ,
» из пористых пластмасс
Рыхлые материалы для засыпок и забивок:
войлок строительный
минеральная и стеклянная вата
перлит
диатомиты (трепелы)
шлаки гранулированные
керамзит
песок . .
Листовые -и рулонные материалы
Рубероид, толь, пергамин
Картон . , . ...
Линолеум
Резиновый линолеум (релин)
Резина
Поливинилхлоридные плитки
Разные материалы
Чугун . . ,
Стекло оконное
Битум , . .
Снеговые нагрузки
Нормативную снеговую нагрузку на 1 м2 площади горизонтальной
проекции покрытия ра следует определять по формуле
где ро — вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности эемлв,
принимаемый в зависимости от «района СССР по табл. III.5;
с — коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой
нагрузке на покрытие.
252

Таблица III.5. Вес снегового покрова р0 на 1 м2
горизонтальной поверхности земли
Райовы СССР
по СНиП
П-6-74
I
II
Ill-
Вес снегового покрова
земли
кгс
50
70
100
кН
0,5
0,7
1
Районы СССР
по СНиП
П-6-74
IV
V
VI
(Вес снегового покрова зем
1 ли
кгс кН
150-
200
250
1,5
2
2,5
Примечание. Дри расчете по предельным состояниям второй группы
при необходимости для районов I и II вся снеговая нагрузка принимается
кратковремеино действующей, для районов III — VI кратковременно
действующая нагрузка принимается равной 70 кго/м2 (0,7кН/м2), остальная часть
нагрузки принимается длительно действующей.
Таблица Ш.6. Схемы распределения снеговой нагрузки
и значения коэффициента с
Профиль покрыти-я и схемы
снеговой нагрузки
Указания по определению коэффициента с
вариант 1
ШШШШШШБ °
вариант 2 f25c
L 0,51 | 0,51 \
вариант 2
В?Сг
Л51 "f&sf \.
с=\ при а^25в; с=0 при а>60°.
Вариант 2 учитывается только для зданий с
двускатными покрытиями (профиль б) при 20°^
<<х<30°
Схемы применяются для сводчатых и
близких к ним по очертанию покрытий (например,
/
по сегментным фермам). Cj= —7, но не бо-
8Г
лее 1 и не менее 0,4. Вариант 2 следует
учитывать при ///^'/s- Здачения с2 принимаются:
при f!l=lk 1,6
» W=lU .2
» ///=»/s 2,2
Для железобетонных плит покрытий значение
коэффициента с принимается не более 1,4
253

Пря расчете рам и колонн производственных зданий допускается учет
только равномерно распределенной снеговой нагрузки, за исключением мест
перепадов покрытий, где необходимо учитывать повышенную нагрузку.
Значения коэффициентов с для простейших покрытий (однопролетных
зданий) приведены в табл. 111.6. Значения коэффициентов с для более
сложных покрытий и схем загружений приведены в табл. 5 [15]. Причем при
расчетах конструкций допускается применение упрощенных схем снеговых
нагрузок, эквивалентных по воздействию схемам, приведенным в табл. 5 [15].
Коэффициент перегрузки п для снеговой нагрузки на покрытия должен
применяться в зависимости от отношения нормативного собственного веса
покрытия q (включая и вес подвесного стационарного оборудования) к
нормативному весу снегового покрова:
Я/Ро
п
1 1 и более |
1 1,4 |
0,8
1,5 !
0,6
1,55
| 0,4 и менее
/ 1,6
Ветровые нагрузки
Ветровая нагрузка на здания и сооружения должна определяться как
сумма статической и динамической составляющих. Статическая составляющая,
соответствующая установившемуся скоростному давлению, должна учлтьгоать-
ся во всех случаях. Динамическая составляющая, вызываемая пульсацией
скоростного давления, должна учитываться пря расчете сооружений с периодом
собственных колебаний более 0,25 с (мачт, башен, дьшошых труб, опор линии
электропаредачя, аппаратов колонного типа, транспортных галерей, открытых
этажерок и т. п.); многоэтажных зданий высотой более 40 м.
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагрузки q
должно определяться по формуле
qca = q0kct
где #о — скоростное давление ветра, принимаемое яа высоте 10 м над
поверхностью земли в зависимости от района СССР по данным табл. 1II.7;
k — коэффициент, учитывающий изменение скоростного давления по
высоте, принимаемый в зависимости от типа местности по данным табл. III.8;
с—аэродинамический коэффициент, принимаемый для простейших типов
сооружений по табл. Ш.9, а для более сложных сооружений — по табл. 8
Г15].
Коэффициент перегрузки для ветровой нагрузки на здания должен
приниматься равным л=1,2; на высокие сооружения, где ветровая нагрузка имеет
решающее значение, л =1,3, если в нормах проектирования этих сооружений
не приводится — другое значение этого коэффициента.
Таблица III.7. Скоростное давление ветра
Районы СССР по
скоростным давлениям
ветра
Скоростное
давление ветра
кгс/м2
кН/м»
I
27
0,27
II
35
0,35
ш
45
0,45
IV
55
0,55
V
70
0,7
VI
85
0,85
VII
100
1
Таблица III.8. Значение коэффициента k
Тип местности
А
Б
Высота над поверхностью земли, м
10
1
0,65
20
1,25
0,9
40
1,55
1,2
60
1,75
1,45
100
2,1
1,8
200
2,6
2,45
350
и выше
3,1
3,1
254

Примечания: 1. К. типу А относятся местности (степи, лесостепи,
открытые побережья морей, озер, водохранилищ). К типу Б относятся
города с окраинами, лесные массивы и тому подобные местности, равномерно
покрытые препятствиями высотой более 10 м.
2. Для промежуточных высот значения k допускается определять
линейной интерполяцией данных таблицы. В пределах отдельных зон зданий и
сооружений при высоте каждой зоны не более 10 м значение коэффициента
k допускается принимать постоянным.
Таблица III.9. Схемы распределения ветровой нагрузки
и значение коэффициента с
с
? с
1
-
2
¦
Профиль здания, сооружения,
элемента и схемы ветровой нагрузки
Вертикальные поверхности:
наветренные
заветренные
Вертикальные и
отклоняющиеся от вертикальных не более
чем на 15° поверхности в
зданиях с многорядовым
расположением фонарей и тому
подобным сложным профилем
(если в табл. 8 [15] нет
соответствующих схем):
крайние и возвышающиеся
промежуточные
поверхности:
(наветренные
заветренные
промежуточные
поверхности:
наветренные
заветренные
Ч-^г\/>-^<ь
*0,В
js^+sn
—
3;
77V/Ay/'A5'/,AV/'Ay/AV//QWAV
[ 1 \
~*
¦щ
—
*~
_»
План
¦ нмнГ
HWUM
CJ
z
Л
1
+0,8
—0,6
+0,7
—0,6
+0,5
—0,5


фициенты
Ч
с2
с3
Указания по определению аэродинами-
- ческих коэффициентов
Положительным значениям
коэффициента давления соответствует
направление ветра к поверхности
сооружения, а отрицательным —
направление от поверхности
сооружения
а,
град.
0
20
40
60
—
я//
0
0
+0,2
+0,4
+0,8
—0,4
0,5
—0,6
-0,4
+0,3
+0,8
—0,4
1
2
—0,7
—0,7
—0,2
+0,8
—0,5
—0,Ь
—0,8
-0,4
+0,8
-0,
,
Bjl
Н/1
.<"Л к
<1
>2
—0,4
—0,5
1
1 1 >2
—0,5
—0,6
—0,6
—0,6
255

g ПРИЛОЖЕНИЕ IV
ПРОЧНОСТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ И МОДУЛИ УПРУГОСТИ МАТЕРИАЛОВ, ПРЕДЕЛЬНЫЕ ПРОГИБЫ
Таблица IV. 1. Расчетные сопротивления бетона для расчета железобетонных конструкций по предельным состояниям
первой группы
(СНиП Н-21-75, табл. 13)
Вид сопротивления
Осевое сжатие (лриз-
менная прочность)
"up
Вид бетона
Тяжелый
На пористых
заполнителях
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Крупнопористый
Сопротивления бетона в зависимости от проектной марки по
прочности на сжатие, кгс/см2 (кН/сма)
М 15
—
__
6,5
(0,066)
'5 5
(0,055)
4
(0,04)
М 25
__
12
(0,12)
11
(о,п)
9
(0,09)
6,5
(0,065)
М 35
—
16
(0,16)
15
(0,15)
12
(0,12)
9
(0,09)
М 50
23
(0,23)
23
(0,23)
22
(0,22)
18
(0,18)
13
(0,13)
М 75
35
(0,35)
35
(0,35)
32
(0,32)
26
(0,26)
. 19
(0,19)
М 100
45
(0,45)
45
(0,45)
42
(0,42)
35
(0,35)
26
(0,26)
М 150
70
(0J)
70
(0,7)
62
(0,62)
50
(0,5)
—
М 200
90
(0,9)
90
(0,9)
—
—
—

Продолжение табл. IV.1
>
X
Вид сопротивления
S
~п Осевое сжатие (приз-
* менмая прочность)
°ар
и
S
в
S3
Вид бетона
Тяжелый
На пористых
заполнителях
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Крупнопористый
Сопротивления бетона в зависимости от проектной марки по
прочности на сжатие,- kit/cm" (кН/сма)
М 250
110
(1,10)
ПО
(1,10)
_
—
—
М. 300
135
(1,35)
135
(1,35)
—
—
—
М 350
155
(1,55)
155
(1,55)
—
—
—
М 400
175
(1.75)
175
(1,75)
—
—
—
М450
195
(1.95)
—
—
_
—
М 500
215
(2,15)
—
—
—
—
М 600
245
(2.45)
—
—
—
—
М.700
280
(2.8)
—
__
—
—
М 800
310
<a.i)
—
—
—
—

Продолжение табл. IV.t
Вид сопротивления
Осевое растяжение
Ар
Вид бетона
Тяжелый
На пористых
заполнителях при мелком
заполнителе
плотном
пористом
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Сопротивлення1 бетона в зависимости от проектной марки по прочности
на сжатие, кгс/см3 (кН/см*)
М 15
—
—
—
0,6
(0,006)
0,5
(0,005)
М 25
—
1,5
(0,015)
1,5
(0,015)
1,0
(0,01)
0,80
(0,0080)
М 35
—
2,1
(0,021)
¦2,1
(0,021)
1,4
(0,014)
1,1
(0,011)
М 50
2,8
(0,028)
2 8
(0,028)
2 8
(0,028)
1,8
(0,018)
1,5
(0,015)
М 75
3,8
(0,038)
о о
(0,038)
3,8
(0,038)
2 5
(0,025)
2,0
(0,020)
М 100
4,8
(0,048)
4,8
(0,048)
4,8
(0,048)
3,1
(0,031)
2,6
(0,026)
М 150
6,3
(0,063)
6,3
(0,063)
6,3
(0,063)
4,1
(0,041)
3,4
(0,034)
i М 200
7,5
(0,075)
7,5
(0,075)
7 3
(0,073)
—
—

Продолжение табл. IV,1
Вид сопротивления
Вид бетона
Сопротивления бетона в зависимости от проектной марки по прочности
на сжатие, кгс/см* (кН/см*)
М 250
Тяжелый
Осевое растяжение
На пористых
заполнителях при мелком
заполнителе
плотном
8,8
(0,088)
8 8
(0,088)
М 300
М 360
М400
М 450
10
(0,10)
10
(0,10)
11
(0,11)
12
(0,12)
11
(0,11)
пористом
8,7
(0,080) | (0,087)
Ячеистый вида А
9,3
(0,093)
12
(0,12)
12,8
(0,128)
М 500
13,5
(0,135)
М 600
М700
14,5
(0,145)
1545
(0,155)
М800
16,5
(0,165)
9 8
(0,098)
Ячеистый вида Б
ппыи^чяиие Расчетные сопротивления бетона, приведенные в таблице, следует умножать на коэффициент условия
ояйотыт5 знания которого принимаются по табл. 15 СШП 11-21-76. Например:
1) при учете постоянных; длительных и кратковременных нагрузок, («роме крановых, ветровых и возникающих при из-
rrmnRпении и транспортировании):
аГлля тяжелых бетонов и бетонов на пористых заполнителях естественного твердения, если относительная
воздуха окружающей среды при эксплуатации не ниже 40%, mei=l;
б) для тяжелых бетонов, подвергнутых тепловой обработке, а также естественного твердения при
мости воздуха окружающей среды при эксплуатации 40% п ниже '"ej~№;
вГдля ячеистых, порисованных и крупнопористых бетонов шП1 = 0.85,
9\ ппи учете постоянных длительных и кратковременных нагрузок, включая крановые, ветровые и возникающие при
изготовлении и транспортировании, для всех видов бетонов независимо от способа их твердения m6l=l,l.
влажность
относительной влаж-

Таблица IV.2. Расчетные сопротивления бетона для расче та железобетонных конструкций по второй группе
предельных состояний Ru и нормативные сопротивления бетона /?н
(СНиП П-21-75, табл. 11)
Сопротивлеяне
Бетон
Осевое сжатие
(неизменная прочность)
^пр и ^пр lI
Осевое растяжение
R-p и Rp и
Тяжелый
На пористых
заполнителях
Ячеистый вида А
Ячеистый ©ила Б
Тяжелый
На
пористых
заполнителях при
мелком
заполнителе

пористом

плотном
— 7~
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Сопротивление бетона в зависимости от проектной марки по .прочности
на сжатие, кгс/сма(кН/см2)
М 15
—
_
10
(0,1)
9,5
(0,095)
—
М25
—
15
(0,15)
16,5
(0,165)
16
(0,16)
—
1*
> — 'г2,3
1 (0,023)
—
1,4
(0,014)
1,2
(0,012)
2 3
(0',023)
2,3
(0,023)
2,1
(0,021)
М 35 \ М. 50
—
21
(0,21)
23
(0,23)
22
(0,22)
—
3 1
(0',031)
3,1
(0,031)
3,1
(0,031)
2 8
(0',028)
30
(0,30)
30
(0,30)
33
(0,33)
31
(0,31)
4,2
(0,042)
4,2
(0,042)
4,2
(0,042)
4,2
(0,042)
3,8
(0,038)
М 75 | М 100
45
(0,45)
45
(0,45)
48
(0,48)
46
(0,46)
5,8
(0,058)
5,8
(0,058)
5,8
(0,058)
5,7
(0,057)
* 5,1
(0,051)
60
(0,60)
60
(0,60)
Г64
(0,64)
60
(0,6)
7,2
(0,072)
7,2
(0^072)
7,2
(0,072)
7,2
(0,072)
! 6,5
(0,065)
М 150 М 200
85
(0,85)
i
г85
(0,85)
93
(0,93)
88
(0,88)
9 5
(0^095)
9,5
(0,095)
9 5 '
(0^095)
9 5
(0^095)
8,5
(0,085)
115
(1,15)
115
(1,15)
—
_
11,5
(0,115)
11,5
(0,115)
11,0
(0,015)
_
—

Продолжение табл. IV.2
Сопротивление
Осевое сжатие (приз-
менная прочность)
#пр и ^пр п
Осевое (растяжение
$1 Я #р II
Бетон
Тяжелый
На пористых
заполнителях
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Тяжелый
На
пористых
заполнителях при
мелком
заполнителе
пористом
плотном
Ячеистый вида А
Ячеистый вида Б
Сопротивление бетона в зависимости от проектной марки по прочности
на сжатие, кгс/см5(кН/см2)
М 250
145
(1,45)
П45
(1.45)
¦ —
—
• г 13
1(0,13)
13
(0,13)
12
(0,12)
—
—
М 300 | М 350
170
(1,70)
170
(1,70)
—
—
15
'(0,15)
15
(0,15)
13
(0,13)
—
200
(2,00)
200
(2,00)
—
—
16,5
(0,165)
16,5
(0,165)
14
(0,14)
—
М 400 | М 450
225
(2,25)
225
(2,25)
—
—
18
(0,18)
18
(0,18)
14,5
(0,145)
—
- 1 - ' -
255
(2,55)
—
—
19
(0,19)
—
—
—
—
М 500
280
(2,80)
—
—
20
(0,2)
—
—
—
—
М 600 | М 700
340
(3,40)
—
—
390
(3,90)
—
—
М800
450
'(4,50)
—
—
22 23,5 25
(0,22) (0,235) (0,25)
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—

Таблица IV.3. Начальные модули упругости бетона
(СНиП П-21-75, табл. 181
Бетон
Тяжелый
На пористых
заполнителях и
порязовэнный ib зависимости
от объемной массы,
т/м3
Ячеистый
естественного
твердения
подвергнутый
тепловой обработке при
атмосферном
давлении
подвергнутый
автоклавной обработке
0,8
1
Начальные
М 15
—
—
,'
—
¦—
¦1.4 | —
1,8
модули упругости Е (
М 25
—
—
—
30
(300)
* 40
(400)
—
_ | -
2,2 j ' -
вид А
вид Б
М 35
—
_
—
35
(350)
5 ,тс/см! (кН/см2), пр>
М 50
„
—
—
40
(400)
45 | 50
(450) 1 (500)
— 1 75
1 (750)
—
~ 1 ~
12 17
(120) 1 (170)
10
(100)
14
(140)
25
(250)
20
(200)
—-
~—
М 75
—
—
проектной
М 100
170
(1700)
155
(1550)
— ¦ 125
| (1250)
50
(500)
60
(600)
~™
марке бетона
М 150
210
(2100)
. 190
(1900)
М 200
240
(2400)
215
(2150)
160 180
(1600) | (1800)
—
65 1 —
(650) 1
85 1 95
(850) j (950)
ПО
(1100)
—
38 Ч)
(380) | (500)
, 30
(300)
40
(400)
120
(1200)
¦—
75
(750)
60
(600)
105 '
(1050)
135
(1350)
170
(1700)
100
(1000)
—
¦™
115
(1'50)
(1500)
185
(1850)
-
80 —
(800)

Продолжение табл. VI.3
Начальные модули упругости Eq , тс/см5 (кН/см3), при проектной мар ке бетона
Бетой
Тяжелый
На пористых
заполнителях и поризаван-
ный IB зависимости
от объемной массы,
т/м3
Ячеистый
естественного
твердения
лсдвергнутый
тепловой обработке при
атмосферном
давления
подвергнутый
автоклавной обработке
0,8
1
1,4
1,8
2,2
вид А
вид Б
М 250
265
(2650)
240
,(2400)
200
(2000)
—
¦—
125
(1250)
М 300.
290
(2900)
/260
(2600)
220
(2200)
—
,
135
(1350)
165 175
(1650) | (1750)
200
(2000)
—
—
215
(2150)
—
—
М 350
310
(3100)
280
(2800)
230
(2300)
—
—
145
(1450)
185
(1850)
225
(2250)
—
_.
М 400
330
(3300)
300
(3000)
250
(2500)
—
—
—
190
(1900)
235
(2350)
—
—
.М 450
345
(3450)
310
(3100)
260
(9600)
—
—
*—
-
—
—
М 500
360-СО
(3600)
325
(3250)
270
(2700)
—
—
—
—
-
—
—
М 600
380
(3800)
340
(3400)
М 700
390
(3900)
350
(3500)
М 800
400
(4000)
360
(3600)
285 290 300
(2850) (2900) (3000)
—
> —
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
——
——
—
—
—

Таблица IV.4. Сопротивления н модули упругости стержневой арматуры,
тс/см2 (кН/см2)
(СНиП И-21-75, табл. 19, 22 и 29)
Арматура
Сталь горячекатавная
гладкая класса A-I
Сталь горячекатанная
периодического профиля
класса А-И
То же, класса A-III
То же, класса A-IV
То же, класса A-V
Сталь стержневая
термически упрочненная
класса At-IV
То же, класса At-V
То же, класса At-VI


дельные

диаметры,
мм
6—40
10—90
6—40
10—32
10—22
10—25
10—25
10—25
Расчетные сопротивления
арматуры для предельвдЙГ
состояний первой группы
растяжению

продольной;
поперечной в
отогнутой
при
расчете на
изгиб по

наклонному
сечению Ra
2,1
(21)
2,7
(27)
3,4
(34)
5
(50)
6,4
(64)
5
(50)
6,4
(64)
8
(80)

поперечной и
отогнутой
при
расчете на

поперечную силу
*а-х
1,7
(17)
2,15
(21,5)
2,7*
(27)
4
(40)
5,1
(51)
4
(40)
5,1
(51)
6,4
(64)

сжатию
**
^а.с
2,1
(21)
2,7
(27)

Нормативные
сопротивления
арматуры
rP и
расчетные

сопротивления для
второй
группы

предельных состо-
яний Яя п
2,4
(24)
3
(30)
3,4 4
(34) 1 (40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
6
(60)
8
(80)
6
(60)
8
(80)
10
(100)
:
Модуль

упругости Ея
2100
(21 000)
2100
(21 000)
2000
(20 000)
2000
(20 000)
1900
(19 000)
1900
(19 000)
1900
(19000)
. 1900 1
(19 000)
* В сва^рных каркасах для хомутов из арматуры класса A-III значение
Д..*=2400 кгс/см2=2,4 тс/см2=24 кН/см2.
** Для сжатой арматуры, расположенной в ячеистом бетове, з-начение
/?а.с принимается не более 3600 кгс/см2 (36 кН/см2).
Примечание. При ©ведении в расчет коэффициента m^i = 0,85 для
стали классов A-IV, At-IV принимается #а.с = 4500 кгс/см2 (45кН/см2), а для
стали классов A-V, Ат-V и At-VI — Яа.с =6000 юпс/юм2 (50кН/см2).
264

Таблица IV.5. Сопротивления и модули упругости проволочной арматуры,
тс/см2 (кН/см2)
(СНиП 11-21-75, табл. 20, 23 и 29}
Внд и класс
проволочной арматуры
Проволока
арматурная обыкновенная
круглая при
применении в сварных
сетках и каркасах класса
В-1
Проволока
арматурная обыкновенная
периодического
профиля класса Вр-1
Проволока арматур-
кая высокопрочная
круглая класса В-П
Проволока
арматурная высокопрочная
периодического
профиля класса Вр-П

Диаметр,
мы
3—5
3—4
5
3
4
5
6
7
3
3
4
5
6
7
8
Расчетные сопротивления
арматуры для первой группы
предельных состояний
растяжению

продольной;
поперечной н
отогнутой
при
расчете на
изгиб по

наклонному
сечению Ra
3,15
(31,5)
3,5
(35)
3,4
(34)
12,3
(123)
11.6
(П6)
11
(ПО)
10,3
(103)
9,7
(97)
9
(90)
11,6
(И6)
11
(ПО)
10,3
(103)
9,7
(97)
9
(90)
8,4
(84)
поперечной и
отогнутой
при расчете
на поперечную
силу R^
2,2 Г 1,900]
(22) Г19]
2,6 [2,800]
(26) [28]
2,5 [2,700]
(25) [27]
9,8
(98)
9,3
(93)
8,8
(88)
8,3
(83)
7,7
(77)
7,2
(72)
9,3
(93)
8,8
(88)
8,3
(83)
7,7
(77)
7Л.
(72)
6,7
(67)

сжатию
3,15
3,5
(35)
3,4
(34)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
(40)
(40)
(40)
(40)
(40)
4
(40)
(40)
Норматив-
ные
сопротивления
арматуры
«а и
расчетные

сопротивления для
второй
группы

предельных
состояний
«all
5,5
5,5
5,2
19
(190)
18
(180)
17
(170)
16
(160)
15
(150)
14
(140)
18
(180)
17
(170)
16
(160)
15
(150)
14
(140)
13
(130)
Модуль
упругости
2000
(20 000)
1700
(17000)
1700
(17000)J
2000
(20 000)
2000
(20000)
265

Продолжение табл. IVJ5
Вод н класс
проволочной арматуры
.-*
Канаты (пряди)
арматурные семипрово-
лочные класса К-7
Дяа-
метр,
мы
4,5
6
7,5
9
12
15
Расчетные сопротивления
арматуры для первой группы
предельных сестояний
растяжению

продольной;
поперечной в
отогнутой
при
расчете на нз-
гнб по

наклонному
сечению Ra
12,3
(123)
11,9
(119)
11,6
(116)
11,3
(113)
11
(110)
10,6
(106)
поперечной
и отогнутой
при расчете
на поперечную
силу R
а. х
9,8
(98)
9,5
(95)
9,3
(93)
9
(90)
8,8
(88)
8,5
(85)

сжатию
*.П
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
(40)
4
«О

Нормативные
сопротивления
арматуры
R^ я
Расчетные

сопротивления для
второй
группы

предельных
состояний
R ,
а п
19
(190)
18,55
(185,5)
18
(180)
17,5
. (175)
17
(170)
16,5
(165)
Модуль
упругости
а
1800
(18000)
Примечание. Значения /?а.х в квадратных скобках даны для случая
применения проволоки классов B-I и Вр-I в вязаных каркасах.
Таблица 1V.6. Предельные допустимые прогибы изгибаемых элементов
(СНиП И-21-75, табл. 2)
Наименование элементов
Элементы перекрытий с ребристым потолком и
элементы лестниц при пролетах:
/<5 м
5 м</<10 м
/>10 м
Элементы перекрытий с гладким потолком и элементы
покрытия при пролетах:
/<6 м
6 м</<7,5 м
/>7,5 м
Навесные стеновые паяели при расчетах их из
плоскости при пролетах:
/<6 м
6 м</<7,5 м
/>7,5 м
Подкрановые балки при кранах:
а) ручных '
б) электрических
Предельные прогибы
//200
2,-5 см
//400
//200
3 см
//256
//200
3 см
//250
//500
//600
266

oooooooooooooo oS^f3!!^Ss?sS^!!~>S::'J^S~'S~'5^^s^^S->SaS:'!PS^^S^ оооооооооооо
<?> 00 -v) ф СЛ * CO K» T* CO 00 ^J <7> СЛ >K CO Ю-- <e00SO>Ul* WtO^- CO 00-J СП СЛ «K CO to *— CO 00 ~>l C> СЛ >?> CO to «—
_^>——. — >—,— р—^-^ — к-^ — ,— ^j— j_ ^— — .JOJO NO JO JO _Ы_Ю JO _Ю К) JO JO JO JO JO JO JO М&ЗЫСй00СО**СЛ СЯ ~J о
bbbbb^Vi^VjVjViMMaaboVvbbob^^^MMVsw ?"*¦ "Ьл moiVioo'^p't-lo'^'bi со»— "ело ool—
н
ft)
о
la
а
Otfe
_ ¦
9 »
?
¦5 «
ooooooooooo op О <Э&&СЭ&С2СЭ&?ЭО&0ОО&<Э&0&О&0&О&ааСЭ> о op О О О о
"^VjVjViViV4^VjVib3QooouoooooooT»oooooo"ooTOOooo'bo ooaioooo~co"co"co"co щ »"<о щ'со'со щ"ср"ф^ о V>^"co*<e"to
слотся^^с»с»срсро©~~1о^сосо.^4^слсл2а}^^с»оосоюо©^ — w
СЛ0010010и10010СлОСЛОСЛйСЛОСЛОСлОи10С710СЛОС1ЮС10СП04пОСЛОСП001
. ^4 ОО 00 СО СО
О Сл О Сл О СИ
оррр оарр ооо&ос>ас>с>ос>оосэ&ор>фр>рс>р1ор&с>&&сэ&с> о сэсэооС)С>с> dp
со со со Ъ*со о» Со ооЪо Ъо со со со to "to ьз "row to w w'w'ro w'to w"to •— ">—"^-1— *-"_-¦">->".— ">-> *^t-*"^<5 О о о о о о о о о
^лсл^Фь^сооокэюн-росооода^слаэсл^^оокэ^^рюоот
ОСЛ'4Э*СОСО^кЭС750Ф»«^СЛСрЬОСЛСОКЭСЛ05~*С^СО>^СОСлОСОГ^
"•о
*|
№ о
я ^
я о
Я г
•о»
Г? X
п к
к*
я-5
I

Продолжение табл. V.1
?
0,5
0,51
0,52
0,53
0,54
0,55
0,56
0,57
0,58
0,59
0,6
0,61
0,62
0,63
0,64
0,65
0,66
0,67
0,68
0,69
0,7
0,71
0,72
0,73
0,74
0,75
0,76
0,77
0,78
0,79
0,8
0,81
0,82
0,83
0,84
0,85
0,86
0,87
0,88
0,89
0,9
0,91
0,92
0,93
0,94
0,95
0,96
0,97
0,98
0,99
1,0
Примечание.
г»
1,63
1,62
1,61
1,6
1,59
1,582-
1,571
1,563
1,557
1,549
1,542
1,532
1,527
1,521
1,518
1,509
1,506
1,490
1,486
1,462
1,479
1,472
1,468
1,463
1,459
1,454
1,450
1,449
1,444
1,442
1,438
1,432
1,431
1,425
1,425
1,423
1,422
1,417
1,416
1,414
1,413
' 1,412
1,411
1,411
1,411
1,410
1,410
1,410
1,410
1,410
1,409
¦=x/ft0; Ло=?у« y
Vo
0,750
0,745
0,740
0,735
0,730
0,725
0,720
0,715
0,710
0,705
0,700
0,695
0,690
0,685
0,680
0,675
0,670
0,665
0,660
0,655
0,650
0,645
0,640
0,635
0,630
0,625
0,620
0,615
0,610
0,605
0,600
0,595
0,590
0,585
0,580
0,575
0,570
0,565
0,560
0,555
0,550
0,545
0,540
0,535
0,530
0,525
0,520
0,515
0,510
0,505
0,500
>=1-Ш.
А*
0,375
0,380
0,385
0,390
0,394
0,400
0,403
0,408
0,412
0,416
0,420
0,424
0,428
0,432
0,436
0,439
0,442
0,446
0,449
0,452
0,455
0,458
0,461
0,464
0,466
0,469
0,471
0,474
0,476
0,478
0,480
0,482
0,484
0,485
0,487
0,489
0,490
0.4S2
0,493
0,494
0,495
0,496
0,497
0,498
0,498
0,499
0,499
0,4995
0,4998
0,4999
0,500
- »-«
268

Таблица V.2. Таблица граиичных значений ?я и AoR для различных марок бетона и классов арматуры
Класс
арматуры
А-И
А-Ш
*.
2700
3400
Коэф-
фиця-
ент
m6i
1,1
1
0,85
1,1
1
0,85
Марка бетона
М 200
«Л
0,640
0,650
0,680
0,614
0,620
0,660
М300
A0R lR
0,435
0,439
0,449
0,426
0,428
0,442
0,596
0,608
0,650
0,569
0,580
0,627
A0R
0,418
0,423
0,439
0,407
0,412
0,430
М400
h
0,558
0,572
0,618
0,540
0,545
0,596
A0R
0,402
0,408
0,427
0,394
0,397
0,418
t
М 500
«*
0,525
0,540
0,588
0,495
0,512
0,565
V
0,387
0,394
0,415
0,373
0,381
0,405
M 600
h
0,500
0,512
0,562
0,474
0,486
0,535
A0R
0,376
0,381
0,404
0,362
0,368
0,392
М 700
h
0,462
0,485
0,541
0,436
0,461
0,518
A0R
0,355
0,368
0,394
0,341
0,355
0,384
Примечание* ^= —-; A0R = lR (1—0,5^ ).
, , a a /, So \

0,7 0,8 0,9 1,0 1,1
Рис. 143. График для расчета по прочности внецентренно сжатых элементов
прямоугольного сечения с симметричной арматурой а=а' = Q,\h$
Ne%ii
R.F.
*пр Ъ *•
йа=:
lR = 0.660; для tR = 0,415
*npbht' " *пр**. '
для | =9,540;
для
270

Таблица V.3. Коэффициент фб для бетонных элементов
(СНиП П-21-75, прил. 2)
W
0
0,5
1
<б
0,93-
0,92
0,92
8
0,92
0,91
0,91
Коэффвцнею
10 1 12
0,91
0,90
0,89
0,90
0,89
0,86
Фб при /,//1
14
0,89
0,85
0,82-
16
0,88
' 0,82
0,76
18
0,86
0,78
0,69
20
0,84
0,72
0,61
Таблица V.4. Коэффициент для железобетонных элементов
(СНиП П-21-75, прил. 2)
*****
Коэффициент ф при le/h
10
16
20
0,5
I
А. При площади сечения промежуточных стержней,
расположенных у граней, параллельных
рассматриваемой плоскости, менее 7з (F&-\-Fa)
0,93
0,92
0,92
0,92
0,92
0,91
0,91
0,91
0,90
0,90
0,89
0,89
0,89 I 0,88
0,88 0,86
0,87 | 0,84
0,86 | 0,84
0,83 0,79
0,79 [ 0,74
Б. При площади сечения промежуточных стержлей,
расположенных у граней, параллельных рассматриваемой плоскости,
равной или более 7з (F&-\-Fa)
0
0,5
1
0,92
0,92
0,92
0,92
0,91
0,91
0,91
0,90
0,89
0,89 1 0,87
0,88 0,85
0,86 | 0,82
0,85 1 0,82 j 0,79
0,81 0,76 : 0,71
0,77 0,*70 j 0,63
В табл. V.3 и V.4:
Л^дл—продольная сила от действия постоянных и длительных нагрузок;
N — продольная сила от действия постошных, длительных и
кратковременных нагрузок.
Коэффициент ф определяется по формуле
ф = фб +2 (фж —Фб) «•
R,
а = \i
^пр
271

N3
ПРИЛОЖЕНИЕ VI
ВСПОМОГАТЕЛЬНЫЕ ТАБЛИЦЫ ДЛЯ СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА
Таблица VI.1. Коэффициенты айв для определения изгибающих моментов неразрезных балок с равными пролетами
при равномерно распределенной нагрузке по формуле М= (ag+$/j)i2
Схема Салки и нагрузки
Пролетные моменты
М,
М.
м
III
Опорные моменты
М3
м4
ilJJlllHllUllll
JC781
0,0331
0,0462
—0\105
—0,079
—0,079
L I t I .4
ML
Т7/7/777
да с з> в р
*ти
0,100
—0,0461
0,0855
—0,053
-0,040
—0,0263
0,0787
—0,0395
—0,053
—0,040
—0,040
—0,040

о
1
о
f
о
о"
н?
«О
со
О
СО
со
О»
О
о*
F=H$
о
о"
f
273

Продолжение табл. V.1
Схема балки и нагрузки
Пролетные моменты
М,
М,
М
III
Опорные моменты
Mt
м3
м<
"077707 07 W 07
0,036 --0,107
^0,036
СФда
'Д'Л'/Я' Ф7 ?77
Л в С V
0,080
0,025
0,101
—0.050
—0.100
-0,100
-0,050
--0,050

—
—
—
—
—
—
~~
—
—
—
еео'о—
оео'о—
еэо'о—
93 ГО—
zn'o—
090*0—
—
—
—
—
SSO'Q—
ozo'o
—
szo'o
0,096
ozo'o
—
QSO'O—
0 9V
LB
w
fill 111 llll -
t
¦w

?3 Таблица VI.2*. Коэффициенты аир для определения изгибающих моментов многоэтажных равнопролетных рам при
°» равномерно распределенной нагрузке по формуле М= (ag-\-fip)l2
Схема загрузки и эпюры моментов
Отношение
коэффициентов
жесткостей
«в/'р
Пролетиые моменты
М1
"и
Опорные моменты
М„
Мп
Мп
Мм
Рама верхнего этажа
шшиитгпгпттиитгт
Н4
\ 1 :
**=у
ПП II III 11
Л
Ll.l'll I'll.lU
\^VX-\
ппх'шгп
H^^^v^r*11*^
о
0,25
0,5
1
1,5
0,08
0,0654
0,059
0,0523
0,050
0
0,25
0,5
1,0
1.5
0
0,25
0,5
1
1,5
0,101
0,08
0,0693
0,0601
0,0555
0,025
0,032
-0,036
0,039
0,040
0,075
0,066
0,061
0,056
0,053
0
0,025
0,038
0,052
0,059
О
0,032
0,047
0,061
0,067
0
0,007
0,009
0,009
0,008
0,100
0,099
0,098
0,095
0,093
0,050
0,059
0,064
0,069
0,072
0,050
0,040
0,034
0,026
0,021
0,100
0,093
0,089
0,086
0,085
0,050
0,034
0,026
0,017
0,013
0,050
0,059
0j064
0,069
0,072

со ¦* -~ оо со
СОтМОЮф
о oo_o о
о'о'о" о* о
г-
COOIO)
_—, — о_о^
ос'оЪ'о
I-» Г^ 1Я СЛ СО
о" о о" о" о"
со о ОО
<N СО LO Ю
о_о о о
о о" о" о'о'
ел оо ер оо
-»оо о
о" о" о* о" о"
со 1>. — ?Э
Юся ~« — О
ООООО
о'о'ооо
о о О О I
о" о'о" о" о"
о о*"о"— —<"
lt
оо »л см ел
Оэ СП 04 00
—' О о оо
о'о'о'о'о'
¦fOi f <0
Ю CD CD I"- t"-
о<5©о_о
оо о*о"о"
ооооо
оо с» со со
^тююсй
о" о" о" о" о"
ооо R.O
о' о' о" ° о"
еослю
ел с» h- г--
00 Ю Ю "* ¦*
о о" о'о о
+
00-IN СО
Г-О О ¦*
¦*CDt- t-
о о о,о
о о" о" О* О*
¦^ со оо со
ЮСО CN « ^н
о О о о о
сэ о о~о*о
О5 00 5-СО
8888
о о о о" о
Ю —1 СО —' С7>
t-.<O"0LO ^
ООООО
o'do'o'ci
CO СО
— СЛ ON
О СО СО lO ю
—| О О о ©_
о" о о' о" о"
ОО — CNCO
О О —« <N СО
277

N3
-J
00
Схема загрузки и эпюры моментов
<
\
i
I J
V J
р-ч
1
Отношение
коэффициентов
жесткостей
0
0,5
1
2
3
Пролетные моменты
V
0,073
0,0571
0,0513
0,048
0,0465
мп
—
Продолжение табл. V1.2
Опориые моменты
Мц Мц 1 Мц
' 1
0
0,036
0,051
0,062
0,068
0,117
0,104
0,099
0,093
0,090
0,117
0,103
0,097
0,093
0,090
М32
0,033
0,051
0,058
0,066
0,070
*'н+1,5 tB,
Рама первого (нижнего) этажа
О
0,5
1
2
3
5
0,08
0,0628
0,0559
0,0504
0,0478
0,0460
0,025
0,033
0,037
0,039
0,040
0,041
11 in Hint питии
\
^
А I 1 I
р-М
0
0,5
1
2
3
5
0,101
¦0,0765
0,0657
0,057
0,053
0,0485
0
0,03
0,044
0,057
0,063
0,069
0,1
0,099
0,097
0,094
0,092
0,090
0
0,038
0,053
0,065
0,070
0,076
0,05
0,061
0,066
0,071
0,074
0,077
0,1
0,092
0,088
0,086
0,085'
0,084
0,05
0,031
0,022
0,014
0,011
0,007

—¦ со-* ^ t-
10!D!f)NNN
O^O^O О О О
о" о" о" о" о'о"
00 — СО 00 СО
Ю со со сч —' ~
оооооо
о" о" о" о о'о"
00 ф 00 l~- t-
ооооо
оооооо
о о" в" о о"о
Ю ¦* СЛ -* -* СО
ОООООО
ОООООО
О О —< CN СО Ю
Ir-^
-=#
L^_?
t-. ^ — t——
со о о о О о
о* о'о* о" о" о'
г-~ да юмо
—< о ел ел ел
—^ ^ —^ о^ о^ о^
о" о" о о" о'о'
t^ 00 cot~- t-.
—i-н-^ООО
о" о" о" о" о" о"
op cnicg со оо
о о о" о" о" о'
¦^ CN Ь~ О Ю
СО Q ^ СГ> Ь-. 1Л
о оо'о'оо"
о о — СМ СО 1Л
l^)-4f t^ о (^
(M-OOffi
о" о* о" о" о*
°?сла>оо
оооо
оЗоо
о о" о'о* о*
СО СС (-- t-- CN
О *j CO CN CN
с о о о о
о'о" о" о'о'
о'о'о'о'о
со ср оо
CN ГОЮ1П
о_ооо
о о" о'о" о"
оо-чрю ¦*
оо«о —ел
О^ОО.ОО^
о о"о"о'о
.832;
о о ооо
О 00~ —
со оо осо ю
О CD Г-- h- Ь-
оо о_оо
о" о'о'оо"
СО "-tf U3CD
о о"о"о"о"
о —смер
' t^ (ОЮЮ
о_ о о О о
о" о'о'оо"
&
С1 ъО Ю
о0*о"—¦«
g-SM
/1
i

to
8
Схема загрузки и йпюры моментов
1
\
IflTrilll
1
ь J
птгппг
' t" '
TiTtTioiicn
UX^Xy ^'^U
i
J
Отношение
коэффициентов
жесткостей
Ih+4'b
Ip
0
0,5
1
2
3.
0
0,5
1
2
3
k+I,5 I'b
/0
Пролетные
"l
0,07
0,0661
0,0515
0,0470
0,0456
0,096
0,0681 ¦
0,0592
0,052
0,049
моменты
ми
Продолжение табл. VI.2
Опорные моменты
Mit
Mti
М„
Рама типового ^среднего) этажа
0,07
0,0561
0,0515
0,0470
0,0456
—
Р
0
0,036
0,050
0„063
0,068
0
0,045
0,059
0,070
0,074
0,125
0,107
0,100
0,,094
0,092
0,063
0,070
0,073
0,076
0,078
0,125
0,107
0,100
0,094
0,092
0,063
0,037
0,027
0,018
0,014
ама первого (нижнего) этажа
Мц
0
0,009
0,009
0,007
0,006

VI U I [ 11 l LI I'l 1111 I.ILI
<Ш^&
«¦и — -\- —Sf
0
0,5
I
2
3
5
0,07
0,0582
0,0538
0,0488
0,047
0,0455
0,07
0,0582
0,0538
0,0488
0,047
0,0455
0
0,029
0,042
0,056
0,063
0,069
0,125
0,111
0,104
0,098
0,094
0,0,91
0,125
0,H1
0,104
0,098
0,094
0,091
u I I i i i i г i->
if»
i i
г~л
0
0,5
1
2
3
5
0,96
0,073
0,0644
0,0561
0,062
0,0485
0
0,037
0,061
0,064-
0,070
0,075
0,063
0,068
0,071
0,074
0,076
0,078
0,063
0,043
0,033
0,024
0,018
0,013
0
0,008
0,009
0,008
0,007
0,006
* Таблица составлена по данным табл. XXV.16—XXV.20 [13].
Примечание, Значения коэффициентов а зависят от схемы загружения ригеля постоянной нагрузкой gt а
коэффициента р— от временной р. Кроме того, они зависят от отношения коэффициентов жесткости стоек, примыкающих к узлу
рамы снизу: ?н = 5н//н; коэффициентов жесткости стоек, примыкающих к узлу сверху: 1»—Вш/1ш; коэффициентов
жесткости ригелей: t*P=Bp//.
В этих выражениях:
/н и /в — полная длина соответственно нижней и верхней стоек (высота этажа многоэтажной рамы);
Вв', Вв и Вр — жесткости соответственно нижней стойки, верхней стойки и ригеля; при упругой работе материалов и без
учета образования трещин ?н=?с/н; ?в=?в/в и Вр = ?б/р; /н, /в и /р — соответственно моменты инерции сечений
нижней стойки, верхней стойки и ригеля.
• В таблице приведены коэффициенты для определения пролетных и опорных моментов ригелей. Изгибающие моменты в
стойках для каждой схемы эагружения рамы определяют по разности опорных моментов ригелей в узле, распределяя ее
пропорционально коэффициентам жесткости стоек. При распределении коэффициент жесткости стойки первого этажа
принимается равным г"н/1,5. В таблице приведены абсолютные значения коэффициентов. Знаки коэффициентов принимаются
в соответствии с характером эпюры моментов.

Таблица VI.3. Формулы для расчета ступенчатых колонн*
Схема загружения
Опорная реакция Схема загружения Опорная реакция
d _ 3 Еб U
А /3(1 + *)
5=
ЗМ(1—а8)
2/(1+А)
5 =
Г(1-а)
1 + *
®
В =
ЗМ А +
т)
2/(1 -f- k)
ЗМт](2—т))
2/(1+*)
3p/(l+gft)
8(1+А)
Обозначения: а= —; & = а31 —— — II.
* Таблица заимствована из книги: Э. Е. Сигалов, С. Г. Стронгин.
Железобетонные конструкции. М., Стройиздат, 1966. -
282

Таблица VI.4. Рекомендуемые высоты ступеней отдельных железобетонных
фундаментов*
Высота
фундамента
Я. , к
Ф
0,5
0,6
0,7
0$
0,9
1,0
1,1
Высота ступеней, м
Й1
0,5'
0,3
0,3
0,4
0,3
0,4
0,4
ht ha
0,3
0,4
0,4
0,3
0,3
0,4
0,3
0,3
0,3
Высота
фундамента
Н. , к
Ф
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
Высота ступеней, м
/г,
0,4
0,5
0,5
0,6
0,6
0,6
0,6
h2
0,4
0,4
0,5
0,5
0,5
0,6
0,6
h,
0,4
0,4
0,4
0,5
0,5
0,5
0,6
* Таблица заимствована из книги [8].
Таблица VI.5. Значения отношений cjhi (см. рис. к табл. VI.4)
в зависимости от марки бетона и максимального (краевого) давления
на грунт р по подошве отдельных фундаментов
р меньше
кгс/см2
2
2,5
3
3,5
4
кН/м3
20Q
250
300
350
400
Cj/Л
М. 150
2
1.6
1,3
1,1
1
при марке бетона
М 200
2,15
1,8'
1,6'
1,3
1,2.
М 300
2,5
2,5
2,3
2
1,8
Примечание. Данные для марок бетона М150 н МЗОО приняты по
табл. 30 [8]. Данные для марки бетона М200 получены интерполяцией.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Инструкция по монтажу сборных железобетонных конструкций
промышленных зданий и сооружений. СН 319-65. М., Стройиздат, 1966.
2. Инструкция по проектированию железобетонных конструкций. М.,
Стройиздат, 1968,
3. Инструкция по проектированию рулонных и мастичных кровель зданий
и сооружений промышленных предприятий. СН 394-74. М., Стройиздат, 1975.
4. Инструкция по расчету статически неопределенных железобетонных
конструкций с учетом перераспределения усилий, М., Госстройиздат, 1961.
б. Инструкция по технологии изготовления и установке стальных
закладных деталей в сборных железобетонных и бетонных изделиях. СН 313-65. М.,
Стройиздат, 1967.
6. Клевцов В. А., Котляр Н. Л. К расчету промежуточных узлов
предварительно-напряженных железобетонных ферм. — «Строительное проектирование
промышленных (предприятий», 1965, № 2.
7. Основные положения по унификации объемно-планировочных и
конструктивных решений промышленных зданий. СН 223-62. . М., Госстройиздат,
1962.
8. Проектирование фундаментов зданий и промышленных сооружений. М.,
«Высшая школа», 1969. Авт.: Б. Н. Далматов, Н. Н. Морарескул, А. Т. Иовчук,
В. Г. Науменко.
9. Рекомендации по проектированию конструкций из легких бетонов. М.,
Стройиздат, ,1970.
10. Руководство по применению арматурных прядей и канатов в
предварительно-напряженных конструкциях. М., Стройиздат, 1966.
11. Руководство по проектированию железобетонных конструкций. М.,
Стройиздат, ,1968.
12. Руководство по расчету и конструированию железобетонных ферм
покрытий. М., Госстрой СССР, 1971.
13. Справочник проектировщика. Сборные железобетонные конструкции.
М., Госстройиздат. 1959.
14. Строительные нормы и правила, ч. II, гл. 21. Бетонные и
железобетонные конструкции. СНиП П-21-75. М., Стройиздат, 1976.
15. Строительные нормы и правила, ч. II, гл. 6. Нагрузки и воздействия.
СНиП II-6-74. М., Стройиздат, 1975.
16. Строительные нормы и правила, ч. II, гл. 15. Основания зданий и
сооружений. СНиП 1Ы5-75. М., Стройиздат, 1975.
17. Строительные нормы и правила..ч. II, разд. В, гл. 8. Полы. Нормы
проектирования. СНиП П-В.8-71. М. Стройиздат, 1972.
118. Строительные нормы и правила, ч. II, разд. А, гл. 7. Строительная
теплотехника. Нормы проектирования. СНиП II-A.7-71. М., Стройиздат, 1973.
19. Строительные нормы и правила, ч. II, разд. А, гл. 10. Строительные
конструкции и основания. Основные положения проектирования. СНиП
Н-А.10-71. М„ Стройиздат, 1972.
20. Стыки сборных железобетонных конструкций. М., Стройиздат, 1970."
21. Указания по проектированию конструкций крупнопанельных жилых
домов. СН 321-65. М., Стройиздат, 1966.
122. Клевцов В. А., Цапко Н. П. К расчету опорных узлов
предварительно-напряженных железобетонных ферм. — «Строительное проектирование
промышленных предприятий», 3966, № 2.

СОДЕРЖАНИЕ
Стр.
Предисловие . > : : : : 3
Раздел I
Расчет элементов конструкций жилых и общественных зданий ... 4
Пример 1
Расчет двухслойной панели совмещенной крыши _. 4
1. Определение толщины верхнего слоя панели бв лз условия
допустимого сопротивления теплопередаче . . , . , 5
2. Расчет прочности (предельные состояния первой группы) ... 6
3. Расчет прогиба (предельные состояния второй группы) .... 8
4. Конструкция панели 10
Пример 2
Расчет панели перекрытия 10s
1. Расчет пря свободном опирании панели по всему контуру ... И
2. Расчет при свободном «пираний панели по трем сторонам ... 15
Пример 3
Расчет внутренней несущей стеновой панели 16
1. Определение нагрузок 17
а) Вертикальные нагрузки 17
'б) Горизонтальные (ветровые) нагрузки 19
2. Определение изгибающих моментов 21
3. Определение нормальных сжимающих усилий 22
4. Расчет несущей способности панели 22
5. Конструктивное армирование панелей 24
Пример 4
Расчет свайного фундамента под колонну 25
1. Расчет свайного фундамента 26
а) Выбор свай 26
б) Назначение глубины заложения ростверка 26
(в) Определение несущей способности сваи по грунту ...... 27
г) Определение нагрузки на куст свай 27
д) Определение требуемого количества свай 27
е) Определение га^рятов ростверка 28
ж) Проверка принятой высоты ростверка на прочность .... 29
з) Расчет ростверка на изгиб 29
л) Конструирование ростверка 30
к) Проверка несущей способности сваи 30
л) Проверка несущей способности основания 31
2. Расчет тела сваи 33-
а) Проверка прочности сваи при эксплуатационных нагрузках . 33
б) Проверка прочности на усилия, воэникающие при подъеме , 33
в) Конструирование сваи 34
285

Стр.
Раздел II
Расчет элементов конструкций промышленных зданий 35
Пример 5
Расчет предварительно-напряженной балки покрытия 35
1. Расчетная схема . . 36
2. Расчет нагрузок ." . . 38
3. Определение изгибающих моментов и поперечных сил 40
4. Предварительное назначение сечения арматуры 40
о. Определение геометрических характеристик приведенного сечения
балки 41
6. Определение потерь предварительного напряжения 44
7. Расчет по предельным состояниям второй группы 45
а) Расчет по образованию трещин, нормальных к оси балк?. . . 45
б) Расчет по образованию наклонных трещин 47
в) Определение прогиба •. 48
8. Расчет по предельным состояниям первой группы 49
а) Расчет прочности балки по нормальному сечению 50
б) Расчет прочности наклонных сечений по поперечной силе . . 50
9. Расчет прочности и трещиностойкости приопорных участков . . 51
а) Проверка прочности на изгиб по наклонному сечению ... 51
б) Обеспечение трещияостойкости сечений на длине зоны
передачи напряжений при снятия арматуры с упоров 52
в) Обеспечение прочности опорного узла 55
10. Армирование" балки • 53
Пример 6
Расчет стропильной фермы ........ 54
1. Выбор типа фермы и кровли . . . • 54
2. Определение нагрузки на ферму 55
3. Статический расчет фермы 57
4. Конструктивный расчет фермы . 60
а) Назначение марок бетона и стали ... 60
б) Особенности расчета элементов фермы 63
©) Расчет нижнего пояса 65
г) Расчет верхнего пояса по предельным состояниям перзой
группы 71
д) Расчет первого раскоса (а — б) и (е — ж) 72
е) Расчет прочих элементов решетки 72
ж) Расчет узлоз 73
Пример 7
Расчет колонн одноэтажного промышленного здания 78
1. Определение нагрузок 79
а) Вертикальные нагрузки . . 79
б) Горизонтальные нагрузки 81
2. Определение размеров и моментов инерции поперечных сечений
колонн 82
3. Статический расчет поперечной рамы ... 83
а) Общая расчетная схема 83
4) Усилия от собственного веса 83
в) Усилия от снега 86
г) Усилия от ветровой нагрузки 87
д) Усилия от крановой нагрузки 90
е) Усилия от тормозной силы 92
ж) Расчетные значения усилий в колоннах • 94
' 94

РйшдФл III
Стр.
РйСЧФТ балочных перекрытий многоэтажных зданий с неполным и
полны* железобетонным каркасом 103
Пример 8
Рдсчет сборного балочного перекрытия гражданского здания .... 103
' 1. Общее решение 103
8) Разбивка сетки колонн 103
0) Выбор основных конструкций и их орнентирозочных размеров 103
в) Схема перекрытия 106
2. Расчет плиты перекрытия 108
а) Расчетная схема и расчетное сечение плиты 108
¦б) Нагрузка на шшту перекрытия 100
в) Статический расчет плиты 110
г) Назначение марок материалов . ч. . . 111
д) Расчет нормального сечения ненапряженной плиты на
прочность . .' 111
е) Проверка прочности наклонного сечения по поперечной силе . 112
ж) Конструирование плиты с ненапряженной раоочей арматурой 113
з) Расчет предварительно-напряженной плиты 115-
3. Расчет ригеля ... - 117
а) Нагрузка на 1 м длины ригеля .... 11?
б) Определение расчетного пролета 118
в) Статический расчет ригеля 118
г) Определение моментов у граяи колонн . . 125
д) Назначение марок бетона и стали 130
е) Проверка принятого сечения ]>игеля 130
ж) Подбор сечения рабочей арматуры а расчет поперечных
стержней сварных каркасов 131
з) Расчет стыка ригеля с колонной • 135
и) Проверка прочности опорной части ригеля 138
к) Конструирование ригеля 140
4. Расчет колонны 142
а) Конструкция и расчетная схема - 142
б) Нагрузки : 144
в) Расчет по прочности на усилия, возникающие при
эксплуатации , 146
г) Расчет по прочности на усилия, возникающие при подъеме и
монтаже 149
д) Расчет консоли колонны 151
е) Расчет стыков звеньев колошы 153
5. Расчет фундамента . . , 155
а) Основные данные 155
6} Определение общих габаритов фундамента и глубины
заложения (рис. 96) 156
в) Определение расчетного давления грунта и площади подошвы
фундамента 156
г) Расчет фундамента на продавливай не 157
д) Габаритные размеры фундамента 158
е) Проверка прочности «ижией ступени 158
ж) Армирование фундамента 159
з) Определение диаметра подъемных петель 159
Пример 9 ,
Расчет сборного балочного перекрытия и полного каркаса
промышленного здания 160
1. Общее решение .... - 162
2. Расчет средних колонн * 163
а) Расчетная схема 163
287

Стр.
б) Нагрузки . . , ................. 163
в) Колонна второго этажа (К-6) 165
г) Колонна третьего этажа (К-4) « 167
д) Колонна четвертого этажа (К-2) 168
е) Колонна первого этажа (К-8) . , 169
ж) Стык колонны второго этажа 170
з) Консоль колонны второго этажа 172
и) Конструкция колонн . . 175
3. Расчет плиты перекрытия, 177
а) Основные элементы и размеры 177
>б) Расчет полки 179
в) Расчет поперечных ребер 181
г) Расчет продольных ребер 183
д) -Конструкция плиты 189
4. Расчет ригеля 190
а) Расчетная схема 190
б) Нагрузка на 1 м длины ригеля 191
(в) Статический расчет для предельных состояний первой группы 193
г) Конструктивный расчет варианта ригеля» без предварительного
напряжения , ,....,.. 201
д) 'Конструктивный расчет варианта ригеля с предварительным
напряжением по предельным состояниям (первой группы . . 208
е) Конструкция ригеля 210
5. Расчет крайних колонн .,...,..,.. 215
а) Общие положения , 215
ё) Усилия г 215
в) Колонна первого этажа (iK-7) 219
г) Колонна второго этажа (К-5) 221
я) Колонна третьего этажа (К-3) 224
е) Конструкция колонн 226
6. Расчет фундаментов под колонны 226
а) Основные данные 226
б) Фундаменты под средние колонны 226
в) Фундаменты под крайние колонны 231
Приложения ¦• , -. 237
Список литературы 284
Андрей Николаевич Кувалдин
Талина Самуиловна Клевцова
ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИИ
Научный редактор Е. А. Чистяков
Редакция литературы по строительным материалам н конструкциям
Зав. редакцией И. А. Рабинович
Редактор Л. Д. Спрыгина
Младшие редакторы Л. А. Козий и А. М. Ядрышникова
Внешнее оформление художника В. К. Сафронова
Технический редактор Г. В. Климушкина
Корректоры О. В. Стигнеева, Е. А. Степанова
Сдано в набор 33/VH 1976 г. Подписано к печати 12/XI 1976 г.
¦Формат изданий бОХЭО'Ле д. л. Бумага типографская № 3
18 печ. л. (уч.-изд. 16,93 л.)
Тираж 35.000 экз. доп. Изд. № AMI—38S1 Зак. 665 Дена 67 к.
¦Стройиздат
103006, Москва, Каляевская, д. 23а
Подольская типография Союзлолиграфпрома
«ри Государственном комитете Совета Министров СССР
его делам издательств, полиграфии и книжной торговли
г. Подольск, ул. Кирова, д. 25