Размещено на http://www.allbest.ru/

[Введите текст]

							Лист
							2
Изм.	Кол.	Лист	№док	Подпись	Дата

Задание на разработку курсового проекта

Требуется выполнить рабочий проект несущих конструкций многоэтажного промышленного каркасного здания с несущими наружными стенами.

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ:

1. Размеры здания в плане L1 Ч L2 (м) 21.6 м Ч 66 м;

2. Сетка колонн l1 Ч l2 (м) 7.2 Ч 6.6 м;

3. Число этажей n 6;

4. Временная нагрузка па междуэтажное перекрытие 400 кг/м2;

5. Высота этажа Нэт 4.2 м;

6. Ширина и высота оконного проема bп Ч hп 4.5 Ч 1,8м;

7. Физико-механические характеристики грунта:

а) удельный вес грунта г 1650 кг/м3;

б) расчетное сопротивление грунта R0 2.5 кг/см2;

8. Район строительства -- г. Санкт-Петербург.

9. Классы материалов для железобетонных элементов с ненапрягаемой арматурой:

- для изгибаемых элементов, бетон класса В25; растянутая продольная арматура из стали класса А600 (AIV);

- для колонны, бетон класса B25; продольная арматура A400 (AIII)

- для фундамента, бетон класса B20, растянутая продольная арматура из стали класса A400 (AIII);

Классы материалов для железобетонных элементов с напрягаемой арматурой:

а) бетон класса В35;

б) напрягаемая арматура из стали класса А800;

в) ненапрягаемая арматура из стали класса А600 (AIV);

10. Толщина наружной стены два 1/2 кирпича;

11. Марки материалов для каменных конструкций:

а) кирпич марки 75;

б) раствор марки 75.

1. Общие положения

В соответствии с заданием, плита должна быть выполнена с напрягаемой арматурой и рассчитана на прочность, по деформациям, образованию или раскрытию трещин. Расчет сборных плит производится как расчет балок таврового сечения на изгиб. Кроме того, плита рассчитывается на местный изгиб, как балочная или опертая по контуру в зависимости от соотношения размеров ячейки плиты.

Неразрезной ригель с обычной арматурой необходимо рассчитать только на прочность. Ригели рассчитываются как неразрезные балки с учетом перераспределения усилий вследствие проявления пластических деформаций (неразрезность обеспечивается жестким сопряжением сборного ригеля с колоннами).

Исходные положения, принятые при разработке курсового проекта следующие.

Производственное здание прямоугольное в плане, 6-ми этажное, с совмещенным покрытием, без подвала.

Здание отапливаемое; температурно-влажностный режим нормальный; агрессивные воздействия на строительные конструкции отсутствуют. Температура, при которой эксплуатируют конструкции, не более 50°С, относительная окружающей среды нормальная (40% - 75%).

Средняя температура наружного воздуха наиболее холодной пятидневки -25°С.

Нормативные нагрузки на единицу грузовой площади покрытия и перекрытий от собственного веса:

рулонного ковра, стяжки и утеплителя 1.0 кН/м2;

плиты перекрытия (покрытия) 3.0 кН/м2;

пола на перекрытиях 1.0 кН/м2.

Климатические нагрузки для г. Санкт-Петербург:

полное расчетное значение снеговой нагрузки на единицу площади горизонтальной поверхности земли (снеговой район III) sg = 1.8 кПа;

скоростной напор ветра (ветровой район II) w0 = 0.30кПа.

Коэффициент надежности по назначению конструкций (нормальный уровень ответственности ) гn = 1.



2. Конструктивная схема здания

2.1 Несущие строительные конструкции

Несущие строительные конструкции здания - кирпичные стены и рамы каркаса из сборного железобетона -- по внутренним осям. Перекрытия сборные железобетонные с замоноличенными швами между плитами.

Сетка колонн каркаса в продольном направлении 6.6 м * 10 = 66 м, в поперечном направлении 7.2 *3 =21.6 м. Высота здания 6 * 4.2 = 25.2м.

Наружные стены - несущие, толщиной два Ѕ кирпича (640мм); кладка продольных и поперечных стен здания, по заданию, из кирпича марки 75 на растворе 75, группа кладки I, по [4].

В курсовом проекте принято, что пространственная устойчивость здания обеспечена за счёт продольных и поперечных стен, а также стальных связей между колоннами, которые создают несмещаемые опоры для жестких в горизонтальной плоскости дисков перекрытия и покрытия.

При жесткой конструктивной схеме, горизонтальные нагрузки от ветра воспринимают поперечные стены совместно с примыкающими участками продольных стен, а конструкции внутреннего каркаса рассчитывают только на действие вертикальных нагрузок.

Принято, что здание состоит из одного температурного блока.

Стены прияты из керамического кирпича, армированы для исключения температурных деформаций и повреждений кладки в местах значительного ослабления стен проемами (по заданию, ширина проёма 4.5м) [4].

2.2 Компоновка сборного перекрытия

Рассмотрены варианты размещения многопролётного неразрезного ригеля:

ригель пролётом 6.6 м в вдоль здания;

ригель пролётом 7.2 м поперечном направлении,

а также варианты устройства настила с применением многопустотных плит;

ребристых плит.

Выбор варианта каркаса в промышленном здании выполняют в зависимости от технологических требований, с учетом технико-экономических показателей.

В данном проекте принято поперечное размещение рам каркаса и настил из многопустотных плит. Принятый вариант имеет преимущества, например, в случаях:

необходимости выполнить разводку инженерных коммуникаций, например, вентиляционных коробов, в поперечном направлении;

по соображениям лучшей освещенности рабочих мест;

по гигиеническим требованиям, учитывая лучшие возможности очистки гладкого потолка.

Схема компоновки сборного перекрытия приведена на рис. 2.1. Поперечные стены (лестничных клеток, лифтов и др.) показаны условно. Крайние опоры многопролётного ригеля расположены на несущей наружной стене. Средние опоры ригеля - консоли сборных железобетонных колонн, а также внутренние поперечные стены.

Соединение ригелей на промежуточных опорах неразрезное.

Ригель запроектирован с полками для опирания панелей настила.

							Лист
							9
Изм.	Кол.	Лист	№док	Подпись	Дата

							Лист
							9
Изм.	Кол.	Лист	№док	Подпись	Дата

2.3 Нагрузки на единицу грузовой площади перекрытия

Расчётные и нормативные значения нагрузок на единицу грузовой площади настила вычислены в таблице 2.1. Значения коэффициентов надежности по нагрузке f. приняты на основании СНиП 2.01.07-85*.

Таблица 2.1 - Нагрузка на единицу грузовой площади перекрытия, кН/мІ

			Нормативная	f	Расчетная
Междуэтажное	Постоянная нагрузка	Вес пола	1.00	1.2	1.2
перекрытие		Вес настила	3.00	1.1	3.3
		Итого постоянная	4.00		4. 5
	Временная	Полная	4.00	1.2	4.80
		в т.ч. длительно действующая	2.80

Коэффициент перехода от веса снегового покрова к нагрузке на покрытие, учитывая малый уклон покрытия, 1.

При расчёте нормативной нагрузки учтён коэффициент надежности по ответственности 1.00.



3. Расчет многопустотной плиты перекрытия

3.1 Конструкция плиты. Материалы

Конструктивное решение

Плиты настила многопустотные предварительно напряженные, опираются на полки ригелей; глубина опирания плиты 120мм.

Координационный пролёт плиты 6600 мм; координационная ширина плиты 1600 мм.

Ригель с полками для опирания плит. Ширина ригеля поверху 300, ширина ригеля в уровне верха полок 580мм. Длина площадки опирания плиты на ригель 130 мм; расстояние в свету между опорами 6600 - 580 = 6020 мм; конструктивная длина плиты Lпл 6020 + 2 * 130 = 6280 мм.

Пролёт плиты в расчетной схеме 6020 + 130 = 6150 мм (см. рис. 3.1).

Рисунок 3.1

Размеры поперечного сечения плиты (см. рис. 3.2):

ширина понизу 1600 - 10 = 1590 мм;

ширина поверху 1600 - 40 = 1560 мм.

высота поперечного сечения 220 мм;

диаметр круглых пустот 159 мм;

расстояние между центрами круглых пустот 185 мм;

Расчётное количество пустот (1590 - 2 * 132.5) / 185 + 1 = 8.16 шт; принято число пустот -- 8 шт. Расстояние от центра крайних пустот до края плиты понизу (1590 - (8 - 1) * 185) / 2 = 147.5 мм.

Расстояние до центра тяжести напрягаемой арматуры ap = 30 мм.

Рисунок 3.2

Расчетные характеристики и коэффициенты условий работы бетона

Бетон тяжелый класса В35. При гb1 = 1, Rb = 19.5 мПа; Rbt = 1.3 мПа.

Коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки, гb1 = 0.9.

Расчётное сопротивление бетона сжатию Rb * b1 = 19.5 * 0.9 = 17.55 мПа;

расчётное сопротивление бетона растяжению Rbt * b1 = 1.3 * 0.9 = 1.17 мПа.

Нормативное сопротивление растяжению Rbt, ser = 1.95 мПа.

Начальный модуль упругости бетона 34500 мПа.

Коэффициент ползучести b,cr =2.1

Напрягаемая арматура

Стержневая горячекатаная класса А800; нормативное сопротивление продольной арматуры Rs,n = Rs,ser = 800 мПа; расчётное сопротивление продольной арматуры растяжению Rs = 695 мПа. Модуль упругости арматуры Es = 200000 мПа;

Ненапрягаемая арматура

Продольная ненапрягаемая -- проволока периодического профиля класса В500 (Вp-I). Расчётное сопротивление растяжению продольной арматуры Rs = 415 мПа.

Поперечная арматура проволока периодического профиля класса В500 (Вp-I).

Расчётное сопротивление поперечной арматуры Rsw = 300 мПа;

Условия производства работ

Способ изготовления -- агрегатно-поточный. Метод предварительного натяжения-- электротермический. Натяжение на упоры формы.

Тепловлажностная обработка бетона.

Передаточная прочность для бетона класса В 35, рекомендуется в пределах от 17.5 до 24.5 мПа, принято наибольшее значение Rbp = 24.5 мПа.

3.2 Расчетная схема. Статический расчет

Расчётная схема плиты - однопролётная статически определимая балка на двух опорах. Положение шарнирной опоры в расчётной схеме принято посредине площадки опирания плиты. Пролёт плиты l0пл = 6.15 м.

Номинальная ширина плиты - ширина грузовой площади bпл = 1.6 м.

Таблица 3.1 -- Нагрузки на единицу грузовой площади, кПа

	Заданная	Нормативная нагрузка	?f	Расчетная нагрузка
Вес пола	1.00	1.00	1.2	1.20
Вес настила	3.00	3.00	1.1	3.30
Полная	4.00	4.00	1.2	4.80
В т.ч. временная длительного действия	2.80	2.80
Всего постоянная		4.00		4.50
Всего временная		4.00		4.80

Нагрузки на погонный метр балки

расчётная постоянная g = 1.6 * 4.5 = 7.20 кН/м;

расчётная временная n =--1.6 * 4.8 = 7.68 кН/м;

нормативная постоянная gn = 1.6 * 4 = 6.40 кН/м;

нормативная временная (полная) n_n =--1.6 * 4 = 6.40 кН/м;

нормативная временная пониженная n_nl =--1.6 * 2.8 = 4.48 кН/м.

Усилия в балке от расчётных нагрузок первого предельного состояния

M_max = g_n * (g + n) * l₀² / 8 =--1 * (7.2 + 7.68) * 6.15^2 / 8 = 70.35 кН/м;

Q_max = g_n * (g + n) * l₀ / 2 =--1 * (7.2 + 7.68) * 6.15 / 2 = 45.76 кНм.

Рисунок 3.3

Расчётная схема балки показана на рис. 3.3

Усилия в балке от расчётных нагрузок второго предельного состояния

Mⁿ_max = g_n * (g_n + n _n) * l₀² / 8 =--1 * (6.4 + 6.4) * 6.15^2 / 8 = 60.52 кНм;

Mⁿ_{l, max} = g_n * (g_n + n_{l n}) * l₀² / 8 =--1 * (6.4 + 4.48) * 6.15^2 / 8 = 51.44 кНм;

Qⁿ_max = g_n * (g_n + n _n) * l₀ / 2 =--1 * (6.4 + 6.4) * 6.15 / 2 = 39.36 кН.

3.3 Расчёт площади сечения напрягаемой арматуры

Площадь сечения напрягаемой арматуры определена по условию прочности нормального сечения на действие изгибающего момента.

Исходные и данные предыдущих этапов расчета

Бетон тяжелый класса В35, Rb = 17.55 мПа; Rbt = 1.17 мПа.

Напрягаемая арматура класса А800; Rs = 695 мПа.

Пролёт плиты 6.15 м.

Наибольшее значение изгибающего момента M = 70.35 кНм.

Поперечное сечение

номинальная ширина рядовой плиты Впл = 1600 мм;

высота поперечного сечения 220 мм;

диаметр круглых пустот 159 мм;

расстояние между центрами круглых пустот 185 мм;

число пустот 8 шт

ширина плиты понизу 1600 - 10 = 1590 мм;

ширина плиты поверху 1600 - 40 = 1560 мм.

Расчетное сечение первой группы предельных состояний

В расчёте по первой группе предельных состояний рассматривают тавровое сечение, так как нижняя полка в растянутой зоне

Принято эквивалентное тавровое сечение (см. рис. 3.4):

ширина верхней полки b'f = 1560 мм;

толщина верхней полки h'f = (220 - 159) / 2 = 30.5 мм;

ширина ребра b = ((1590 + 1560) / 2 - 8 * 159) = 303 мм;

высота таврового сечения h = 220 мм;

рабочая высота сечения h0 = 220 - 30 = 190 мм.

Рисунок 3.4



Определение граничного значения относительной высоты сжатой зоны

Расчет методом последовательных приближений.

При подборе напрягаемой арматуры, когда неизвестно значение уsp, принимают предварительное напряжение в напрягаемой арматуре без учета потерь из соотношения s_sp/R_s = --0.6, при этом, по таблице норм, граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона для класса арматуры А800

x_R =--0.41 > a_R = --x_R * (1 - x_R/2) = --0.41 * (1 - 0.41 / 2) = 0.33

Расчёт требуемой площади сечения напрягаемой арматуры A_sp

коэффициент x--=--1-Ц (1-2 *a_m) =--1 - (1 - 2 * 0.071)^(1/2) = 0.0737;

отношение x / x_R =-- 0.0737 / 0.41 = 0.180;

коэффициент условий работы напрягаемой арматуры g_s3 =--1.100;

h--=--_.5--*--(1+Ц (1-2*--a_m)) =--0.5 * (1 + (1 - 2 * 0.071)^(1 / 2)) = 0.963;

[A_sp] = M / (h--*--g_s3 * R_s * h₀) =

70.35 * 10^6 / (0.963 * 1.1 * 695 * 190) = 503 мм².

Принято армирование 4 Ш 14 А800; А_sp = 616 мм²

[A_sp] = 503 мм² < А_sp = 616 мм².

3.4 Приведенное к бетону сечение многопустотной плиты

В расчётах по второй группе предельных состояний рассматривают приведенное к бетону двутавровое сечение.

В расчёте геометрических характеристик приведенного двутаврового сечения круглые отверстия в плите диаметром 159 мм заменены на квадратными со стороной 143 мм = 14.3 см.

В расчете учтены: сжатая полка шириной bfў= 156 см; растянутая полка шириной bf= 159 см; толщина сжатой и растянутой полки (22 - 14.3) / 2 = 3.85 см;

ширина ребра приведенного сечения (156 + 159) / 2 - 8 * 14.3 = 43.1 см;

Рисунок 3.5 -- Расчётное сечение для второй группы предельных состояний

Приведение растянутой арматуры к бетону: площадь арматуры 6.435 см2;

расстояние от центра тяжести арматуры до грани сечения a = 3 cм:

коэффициент A_red = 600.6 + 616.33 + 612.15 + 37.32 = 1866.40 см2.

Расчёт площади приведенного сечения

Обозначение	b, см	h, см	Расчет	A см2
A1	156	3.85	156 * 3.85 =	600.60
A2	43	14.3	43.1 * 14.3 =	616.33
A3	159	3.85	159 * 3.85 =	612.15
A4			5.8 * 6.435 =	37.32

Сумма Ared = 600.6 + 616.33 + 612.15 + 37.32 = 1866.40 см2.

Расчёт статического момента приведенного сечения относительно нижней грани

Обозначение	A, см2	yцт, см		S, см3
S1	600.6	20.08	600.6 * 20.08 =	12060
S2	616.33	11.00	616.33 * 11 =	6779.63
S3	612.15	1.93	612.15 * 1.93 =	1181
S4	37.32	3.00	37.32 * 3 =	112

Сумма Sred = 12060.048 + 6779.63 + 1181 + 112 = 20132.7 см3.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани

yred = 20132.678 / 1866.4 = 10.8 см.

Расчёт момента инерции приведенного сечения

	b, cм	h, cм	A,см2	у, см						J, см4
J1	156	3.85	600.6	20.08	156 * 3.85^3 / 12 + 600.6 * (20.08 - 10.8)^2 =	52465
J2	43.1	14.3	616.33	11	43.1 * 14.3^3 / 12 + 616.33 * (11 - 10.8)^2 =	10527
J3	159	3.85	612.15	1.93	159 * 3.85^3 / 12 + 612.15 * (1.93 - 10.8)^2 =	48918
J4			37.32	3	37.32 * (3 - 10.8)^2 =	2271

Сумма Ired = 52465 + 10527 + 48918 + 2271 = 114181 см4

Момент сопротивления

относительно верхней грани Wred,sup = 114181 / (22 - 10.8) = 10195 см3;

относительно нижней грани Wred = 114181 / 10.8 = 10572 см3;

Координата центра тяжести всей напрягаемой арматуры (отсчёт от нижней грани) yцт, arm 3.00 см. Координата центра тяжести приведенного сечения yred = 10.8 см.

3.5 Расчет усилия обжатия

Начальный уровень предварительного напряжения без учёта потерь.

Начальный уровень предварительного напряжения без учёта потерь принят по максимально допустимому значению для арматуры класса А800.

R_s,n = 800 мПа s_sp =-- 0.9 * 800 = 720 мПа.

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом методе Ds_sp1 = 0,03ґs_sp -- 0.03 * 720 = 21.6 мПа.

По агрегатно-поточной технологии изделие при пропаривании нагревается вместе с формой и упорами, поэтому температурный перепад между ними равен нулю

Ds_sp2 = --0.

Потери от деформации формы и анкеров при электротермическом натяжении арматуры равны нулю

Ds_sp3= 0. Ds_sp4 = --0.

Итого сумма первых потерь Ds_sp(1) --21.6 + 0 + 0 + 0 = 21.6 мПа.

Усилие обжатия с учетом первых потерь

Р₍₁₎=А_sp ґ (s_sp- Ds_sp(1)) = 643.5 * (720 - 21.6) * 10^-3 = 449 кН;

усилие приложено в центре тяжести всей напрягаемой арматуры

Эксцентриситет усилия Р₍₁₎ относительно центра тяжести приведенного сечения е_ор1 = 7.80 см = 0.078 м

Проверка прочности бетона в стадии обжатия

Эксцентриситет усилия P(1) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента

e_0p1 = y_red - a_p = 10.8 - 3 = 7.8 см;

максимальное напряжение сжатия в бетоне

s_bp = P₍₁₎ / A_red + P₍₁₎ * e_0p * y / J_red --

449 / 1866.4 + 449 * 7.8 * 10.8 / 114181 = 0.572 кН/см² = 5.72 мПа.

Условие прочности бетона в стадии обжатия выполнено

s_bp = --5.72 < 0.9 * R_bp = 0.9 * 24.5 = 22.05 мПа.

Расчет вторых потерь

Вторые потери от усадки бетона

Ds_sp4=----e_b,sh * E_s =--0.0002 Ч 200000 40 мПа.

Вторые потери от ползучести бетона

Коэффициент ползучести, при относительной влажности воздуха 40-75%, для бетона класса В35, при R_bp не менее 70% класса бетона, j_b,cr =-- 2.1.

Исходные характеристики приведенного сечения:

а = 3 см; a =--5.80;.A₁ = 600.60 см2; A₂ = 616.33 см2; A₃ = 612.15 см²;

A_sp = 6.435 см2; A_red = 1866 см2; y_цт = 10.8 см; J_red = 114181 см4;

Длина плиты 6.28 м; ширина плиты 1.6 м; вес плиты на единицу площади 2.8кПа.

Усилие обжатия с учетом первых потерь Р(1) = 449 кН;

Эксцентриситет Р(1) относительно ц. т. приведенного сечения е_ор1 = 7.8 cм

Коэффициент армирования

m_sp= A_sp /(A₁ + A₂ + A₃) --6.435 / (600.6 + 616.33 + 612.15) = 0.0035.

Расстояние между опорами при хранении плиты l₀ = 6.28 - 2 * 0.5 = 5.28 м.

Момент в середине пролета от нагрузки собственного веса

М = (g ґ l₀²) / 8 = 2.8 * 1.6 * 5.28^2 / 8 = 15.61 кНм.

Координата центра тяжести напрягаемой арматуры ys = 10.8 - 3 = 7.8 см.

Напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры

s_bp = P₍₁₎ / A_red + P₍₁₎ * e_op1 * y_s / J_red - M * y_s / J_red =--449 / 1866 + 449 * 7.8 * 7.8 / 114181 - 15.61 * 100 * 7.8 / 114181 = 0.373 кН/см² = 3.73 мПа.

Потери от ползучести определены по формуле

где 0.8 * a--* j_b,cr * s_bp = 0.8 * 5.8 * 2.1 * 3.73 = 36.35 мПа;

e_op1 * y_s *A_red/ J_red = 7.8 * 7.8 * 1866 / 114181 = 0.994

Ds_sp,6 =--36.35 / (1 + 5.8 * 0.0035 * (1 + 0.994) * (1 + 0.8 * 2.1)) = 32.79 мПа.

Итого вторые потери

Ds_sp(2) = 40 + 32.79 = 72.79 мПа.

Суммарные потери предварительного напряжения

Ds_sp= 21.6 + 72.79 = 94.39 мПа.

наименьшее значение суммарных потерь 100 мПа, принято Ds_sp = 100.00 мПа.

Напряжение с учетом всех потерь

у_sp2 = у_sp - Ду_sp(1) - Ду_sp(2)= 720 - 100 = 620 мПа

у_sp2 = 620 мПа > 0.3*Rsn = 0.3 * 800 = 240 мПа.

Усилие обжатия с учетом всех потерь

Р = А_sp ґ s_sp = 643.5 * 620 = 398970 Н = 399 кН.

3.6 Проверка нормального сечения по прочности

На данном этапе расчёта определено предварительное напряжение у_sp с учетом всех потерь, и возможна проверка принятого предварительно значения площади арматуры.

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона определено в зависимости от значения s_sp/R_s,--с учетом коэффициента г_sp=0,9,

s_sp/R_s = --(0.9 * 620) / 695 =0.803.

по интерполяции, x_R =--0.451;

a_R = --x_R * (1 - x_R/2) = -- 0.382 * (1 - 0.451 / 2) = 0.349;

a_m =--0.071 < a_R =--0.349;

x--=--1-Ц (1-2 *a_m) =--1 - (1 - 2 * 0.071)^(1/2) = 0.0737;

при x / x_R =--0.0737 / 0.451 = 0.163 < 0.6, коэффициент условий работы напрягаемой арматуры g_s3 =--1.100, без изменений; дальнейшее уточнение

не нужно, значение A_sp подобрано верно.

3.7 Расчет наклонного сечения плиты по прочности

строительный конструкция бетон арматура

Исходные данные.

Расчётное сопротивление бетона R_b = 17.55 мПа, R_bt = 1.17 мПа.

Поперечная арматура класса В500; расчетное сопротивление; R_sw = 300 мПа.

Ширина расчётного сечения ребра (расчётное сечение № 1) b = 0.303 м;

высота ребра h = 0.22 м. Расчётная высота сечения h₀ = 0.19 м.

Поперечная сила от расчётных нагрузок первого предельного состояния Q = 45.76 кН.

Проверка прочности по наклонной сжатой полосе

Q <= 0.3 * R_b * b * h₀

Q = 45.76 < 0.3 * 17.55 * 0.303 * 0.19 * 1000 = 303.11 кН.

Расчет коэффициента, учитывающего предварительное напряжение, по формуле

j_n = 1 + 1.6 P/(R_b* A₁) -1.16 *(P/(R_b* A₁))^2--

где усилие обжатия с учетом потерь P = 399 кН.

площадь бетонного сечения без учёта свесов сжатой полки

А₁=b ґ--h = 0.303 * 0.22 = 0.067 м²;

P / (R_b* A₁) = 0.001 * 399 / (17.55 * 0.067) = 0.339;

j_n =--1 + 1.6 * 0.339 - 1.16 * 0.339^2 = 1.409.

Поперечное армирование предварительно принято по конструктивным правилам. Поперечные стержни в составе каркасов

4 ветви Ш 4 В500 (Вp-I); A_sw = 50.27 мм².

Принят шаг поперечных стержней s_w = 100 мм ? 0,5 h₀ = 95 мм

Максимальный шаг поперечных стержней



s_w,max = j_n * R_bt * b * h₀^2 / Q =1.409 * 1.17 * 0.303 * 0.19^2 / (45.76 * 0.001) = 0.394 м = 394 мм.

Принятый шаг поперечных стержней s_w =100 мм < s_w,max = 394 мм.

Усилие в хомутах на единицу длины элемента

q_sw = R_sw * A_sw / s_sw = 300 * 50.27 / 100 = 150.81 Н/мм = 150.81 кН/м.

Хомуты учитывают в расчёте, если

q_sw = > 0.25 * j_n * R_bt * b = 0.25 * 1.409 * (1000 * 1.17 * 0.303) = 124.88 кН/м.

Так как q_sw= 150.81 кН/м > 124.88 кН/м, хомуты учтены.

Длина проекции опасного наклонного сечения

c = [1.5 *--j_n * R_bt *b *h₀² / q_sw] ^2

где M_b = 1.5 *--j_n * R_bt *b *h₀² =

1.5 * 1.409 * (1000 * 1.17) * 0.303 * 0.19^2 = 27.05 кНм;

c = Ц(M_b / q_sw) =--(27.05 / 150.81)^(1/2) = 0.424 м;

c не более 3h₀ = 570 мм. Принято c = 0.424 м.

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном

Q_b = [1.5 *--j_n * R_bt *b *h₀²] / c = M_b / c = 27.05 / 0.424 = 63.80 кН.

Ограничения относительно Q_b выполнены:

Q_b >= Q_b,min = 0.5 * j_n ( R_bt * b * h₀)

63.80 > 0.5 * 1.409 * (1000 * 1.17) * 0.303 * 0.19 = 47.45 кН;

Q_b <= 2.5 * R_bt * b * h₀

63.80 кН < 2.5 * (1000 * 1.17) * 0.303 * 0.19 = 168.39 кН.

Поперечная сила, воспринимаемая хомутами

Q_sw = 0.75 * q_sw * c₀

где с₀ = с = 0.424, не более 2 *h₀ = 2 * 0.19 = 0.38 м; принято с₀ = 0.380 м

Q_sw = 0.75 * q_sw * c₀ = 0.75 * 0.38 * 150.81 = 42.98 кН.

Проверка прочности наклонного сечения на действие поперечной силы

Q = 45.76 кН < Q_b + Q_sw = 63.8 + 42.98 = 106.78 кН;

условие прочности выполнено.

3.8 Расчёт плиты по трещиностойкости

Расчет по раскрытию трещин включает проверку образования трещин, и, если трещины образуются, расчет по раскрытию трещин из условия

a_crc ? a_crc,ult

где a_crc - ширина раскрытия трещин от действия внешней нагрузки,

a_crc,ult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин.

Условие, когда трещины не образуются,

М < M_crc

где М - изгибающий момент от внешней нагрузки, определённой с коэффициентом надежности по нагрузке г_f =1,0;

M_crc - изгибающий момент, воспринимаемый нормальным сечением элемента при образовании трещин.

Расчёт плиты по образованию трещин в стадии эксплуатации

Исходные данные:

расчётное сопротивление бетона В35 R_{bt, ser} = 1.95 кПа;

ширина полки приведенного сечения 1.56 м;

ширина ребра приведенного сечения 0.431 м;

площадь приведенного сечения A_red = 1866.40 см²;

момент сопротивления приведенного сечения для нижнего растянутого волокна W_red1 10572 см³;

момент в середине пролета от всех нагрузок 60.52 кНм;

усилие обжатия с учётом всех потерь Р = 399 кн;

эксцентриситет усилия P относительно центра тяжести приведенного сечения e_0p = 0.078 м;

Коэффициент, учитывающий влияние неупругих деформаций бетона, принят для двутаврового сечения. Так как значение параметра b'_f / b = 3.62 находится в диапазоне значений 2.0 - 6.0, принято g = 1.25.

Растянутая от действия внешних нагрузок в стадии эксплуатации зона - нижняя.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки:

r = W_red / A_red = 10572 / 1866.4 = 5.66 см = 0.0566 м.

Момент образования трещин предварительно напряженного изгибаемого элемента в стадии эксплуатации

M_crc = гW_redR_bt,ser + P(e_0p + r)

1.25 * 10572 * 10^-6 * (1.95 * 10^3) + 399 * (0.078 + 0.0566) = 79.47 кНм.

Условие, когда трещины не образуются на стадии эксплуатации,

Mⁿ = 60.52 кНм < М_crc = 79.47 кНм. выполнено.

Расчёт плиты по образованию трещин в стадии изготовления

В момент передачи усилия на бетон прочность бетона равна передаточной R_bp = 24.5 мПа, при этом расчете расчетное сопротивление бетона определено при классе бетона, численно равном передаточной прочности бетона R_bp, используя линейную интерполяцию, R¹_{bt, ser} = 1.530 мПа.

Ранее определено:

ширина полки приведенного сечения 1.56 м;

ширина ребра приведенного сечения 0.431 м;

площадь приведенного сечения A_red = 1866.40 см²;

момент сопротивления приведенного сечения для верхнего растянутого волокна W_red,sup 10195 см³;

усилие обжатия с учётом первых потерь Р(1) = 449 кН;

эксцентриситет усилия P(1) относительно центра тяжести приведенного сечения e_0p(1) = 0.078 м;

Коэффициент g = 1.25.

Растянутая от действия внешних нагрузок в стадии эксплуатации зона - верхняя.

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от грани элемента, растянутой усилием P(1):

r_inf = W_red,sup / A_red = 10195 / 1866.4 = 5.46 см = 0.0546 м.

Момент образования трещин в зоне сечения, растянутой от действия усилия предварительного обжатия в стадии изготовления

1.25 * 10195 * 10^-6 * (1.53 * 10^3) - 449 * (0.078 - 0.0546) = 8.99 кНм.

Так как М_crc > 0, трещины не образуются.



4. Проектирование сборного неразрезного ригеля

4.1 Расчётная схема

Ригели перекрытия расположены поперек здания. Координационный пролёт ригеля L₀ = 7.2 м; шаг ригелей B₀ = 6.60м.

Принято тавровое сечение ригеля с полками в нижней зоне для опирания плит перекрытия. Ширина сечения ригеля поверху b_риг = 0.30 м, то же, на уровне верха полок 0.58м; при этом консольный свес полок (580-300) / 2 = 140мм.

Предварительно, на этапе сбора нагрузок, высота сечения ригеля принята h_риг = 0.8 м. В расчете по прочности высота сечения ригеля уточнена и принята h_риг = 0.7 м; сечение ригеля см. рис. 4.1.

Рисунок 4.1

Крайние опоры ригеля расположены на несущей кирпичной стене. Привязка стены к разбивочной оси принята равной 200 мм. Средние опоры ригеля - консоли сборных железобетонных колонн. Ригели соединены на опоре стыком, способным воспринимать изгибающий момент.

Расчётная схема ригеля -- многопролётная неразрезная балка, загруженная равномерно-распределенной по всей длине балки постоянной нагрузкой, и равномерно распределенной по длине каждого пролёта временной нагрузкой, положение временной нагрузки варьируется.

Рисунок 4.2 а -- конструктивная схема ригеля; б -- расчётная схема ригеля

Расчетный пролет балки на участке между колоннами равен расстоянию между осями колонн L₂ = 7.2 м; для крайних участков -- расстоянию между осью колонны и серединой площадки опирания ригеля на стену

L₁ = L₃ = 7.2 - 0.25 + 0.25 / 2 = 7.13 м.

Расчётные нагрузки на единицу грузовой площади перекрытия приведены в таблице 4.1 (без учета собственного веса ригеля)

Таблица 4.1

		Нормативная	gf	Расчетная
Постоянная	Вес пола	1.00	1.20	1.20
	Вес настила	3.00	1.10	3.30
	Итого постоянная	4.00		4.50
Временная	Полная	4.00	1.20	4.80
	в т.ч. длительно действующая	2.80	1.20	3.36

Сбор нагрузок на ригель выполнен методом грузовых площадей

От веса настила 3.3 * (6.6 - 0.3) = 20.79 кН/м

От веса пола 1.2 * 6.6 = 7.92 кН/м

От веса ригеля 1.1 * 25 * (0.8 * 0.3 + 2 * 0.14 * 0.58) = 11.07 кН/м

Итого постоянная g = 20.79 + 7.92 + 11.07 = 39.78 кН/м

Временная нагрузка n = 4.8 * 6.6 = 31.68 кН/м

4.2 Определение усилий в предположении упругой работы

Статический расчёт усилий выполнен с использованием ПК ЛИРА. Рассмотрено пять вариантов расположения временной нагрузки и соответственно, пять сочетаний нагрузок:

· П+В1 временная нагрузка в пролётах 1, 2, 3;

· П+В2 временная нагрузка в 1-ом и 3-ем пролёте;

· П+В3 временная нагрузка во 2-ом пролёте;

· П+В4 временная нагрузка в 1-ом и 2-ом пролёте;

· П+В5 временная нагрузка в 3-ем пролёте.

Значения усилий в сечениях ригеля, при расчете в упругой стадии, приведены в таблице 4.2 (изгибающие моменты) и 4.3 (поперечные силы).

Эпюры моментов показаны на рис. 4.3, 4.4, 4.5, 4.6, 4.7 для сочетаний

П+В_1, П+В2, П+В3, П+В4, П+В5 соответственно.

Огибающая эпюра усилий приведена на рис. 4.8.



Таблица 4.2

Сечение		Изгибающий момент, кНм, в сочетании	Огибающая
	П+В1	П+В2	П+В3	П+В4	П+В5	Ммин	М max
A	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00
1-1	248.94	269.55	117.97	242.23	145.30	0.00	269.55
1-2	270.84	312.06	109.55	257.41	164.20	0.00	312.06
1-3	65.68	127.51	-25.26	45.54	56.71	-25.26	127.51
B	-366.52	-284.09	-286.47	-393.38	-177.18	-393.38	-177.18
2-1	-19.23	-90.76	60.83	-12.64	-17.29	-90.76	60.83
2-2	96.54	-26.31	176.59	136.56	13.71	-26.31	176.59
2-3	-19.23	-90.76	60.83	54.24	-84.17	-90.76	60.83
С	-366.52	-284.09	-286.47	-259.61	-310.95	-366.52	-259.61
3-1	65.68	127.51	-25.26	-5.12	107.36	-25.26	127.51
3-2	270.84	312.06	109.55	122.98	298.63	0.00	312.06
3-3	248.94	269.55	117.97	124.69	262.84	0.00	269.55
D	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00	0.00

Таблица 4.3

	Перерезывающая сила, кН, в сочетании	Наибольшее
	П+В1	П+В2	П+В3	П+В4	П+В5	Qмин	Q max	значение
A	203.35	214.91	101.64	199.58	116.97	101.64	214.91	214.91
1-1	75.97	87.53	30.73	72.20	46.06	30.73	87.53	87.53
1-2	-51.41	-39.84	-40.18	-55.17	-24.85	-55.17	-24.85	55.17
1-3	-178.78	-167.22	-111.09	-182.55	-95.76	-182.55	-95.76	182.55
B	-306.16	-294.60	-181.99	-309.93	-166.67	-309.93	-166.67	309.93
B	257.26	143.21	257.26	275.84	124.63	124.63	275.84	275.84
2-1	128.63	71.60	128.63	147.21	53.02	53.02	147.21	147.21
2-2	0.00	0.00	0.00	18.58	-18.58	-18.58	18.58	18.58
2-3	-128.63	-71.60	-128.63	-110.05	-90.18	-128.63	-71.60	128.63
С	-257.26	-143.21	-257.26	-238.68	-161.79	-257.26	-143.21	257.26
С	306.16	294.60	181.99	178.23	298.37	178.23	306.16	306.16
3-1	178.78	167.22	111.09	107.32	170.99	107.32	178.78	178.78
3-2	51.41	39.84	40.18	36.41	43.61	36.41	51.41	51.41
3-3	-75.97	-87.53	-30.73	-34.50	-83.77	-87.53	-30.73	87.53
D	-203.35	-214.91	-101.64	-105.40	-211.14	-214.91	-101.64	214.91

Рисунок 4.3

Рисунок 4.4



Рисунок 4.5

Рисунок 4.6

Рисунок 4.7



Рисунок 4.8 - Огибающая эпюра усилий при расчете по упругой схеме

4.3 Переаспределение усилий

Перераспределение выполнено в сочетании П+В1, а также П+В4 с целью снижения и выравнивания изгибающего момента на опоре В.

Добавочный момент в сочетании П+В1 принят 56 кНм (? 20%), см. эпюру добавочных моментов и результат перераспределения на рис. 4.9.

Рисунок 4.9



Добавочный момент в сочетании П+В4 принят 83 кНм (? 20%), см. эпюру добавочных моментов и результат перераспределения на рис. 4.10.

Рисунок 4.10

Огибающая эпюра усилий по методу предельного равновесия приведена на рис. 4.11

Рисунок 4.11



4.4 Сводка результатов статического расчета

Неблагоприятные значения изгибающих моментов, к расчету армирования пролётных сечений:

крайний пролёт, растяжение внизу 312.06 кНм

средний пролёт, растяжение внизу 178.06 кНм

средний пролёт, растяжение вверху-90.76 кНм

Расчет изгибающего момента по грани опоры в сочетании П+В1

	M, кНм	Qлев	Qправ
По упругой схеме, усилия	по оси опоры:	-366.52	-306.16	257.26
После перераспределения, усилия	по оси опоры:	-310.52	-296.51	247.60
	на грани опоры	-261.00

Расчет изгибающего момента по грани опоры в сочетании П+В4

		M, кНм	Qлев	Qправ
По упругой схеме, усилия	по оси опоры:	-393.38	-309.93	275.84
После перераспределения, усилия	по оси опоры:	-310.38	-295.62	261.52
	на грани опоры	-258.08

Расчетные значения поперечных сил:

Опора А 214.91кН

Опора В, слева 309.93кН

Опора В, справа 275.83кН

4.5 Расчет ригеля по прочности. Исходные положения

Материалы

Бетон класса В25. Коэффициент g_b2 = 0.9. Расчётное сопротивление бетона для первой группы предельных состояний, с учётом g_b2 R_b =14.5 * 0.9 = 13.05 мПа; R_bt = 1.05 * 0.9 = 0.95 мПа.

Начальный модуль упругости бетона E_b= 30000 мПа.

Продольная арматура горячекатаная периодического профиля класса А600 (АIV). Арматура высокопрочная с условным пределом текучести. Нормативное сопротивление растяжению R_s,n = 600 мПа, расчётное сопротивление растяжению арматуры диаметром 10-40мм R_s = 510 мПа.

Поперечная арматура класса АIII. Расчётное сопротивление Rs=285 мПа.

Проверка возможности разрушения бетона по наклонной сжатой полосе

Предварительно задана высота и ширина сечения балки 300 700 (h) .

Проверка принятого сечения по ограничению разрушения бетона по наклонной сжатой полосе, при h₀ = 650 мм

Q <= 0.3 * j_w1 * j_b1 * R_b * b * h₀

где Q = Q_мах = 309.0кН

ц_w1 - коэффициент, учитывает влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента j_w1------=_----1--+ 5 * a--*--m_s <= 1.3; принято ц_w1 = 1;

ц_b1 - коэффициент, ц_b1 =1 - b R_b, для тяжелого бетона в = 0.01;

j_b1 = 1 - 0.01 * 13 =0.87.

Условие прочности по наклонной сжатой полосе выполнено

309 < 0.3 * 1* 0.87 * 13000 * 0.3 * 0.65 = 661.64кН.

Расчет граничного значения относительной высоты сжатой зоны при нормальном армировании

Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона x_R, при котором исключают случай разрушения вследствие раздробления бетона сжатой зоны

x_R = 0.8 / (1 + R_s/700) = 0.8 / (1 + 510 / 700) = 0.463;

a_R = x_R * (1 - 0.5 * x_R) = 0.463 * (1 - 0.5 * 0.463) = 0.356.

4.6 Подбор продольного армирования

Подбор продольного армирования выполнен по прочности нормального сечения на воздействие изгибающего момента.

4.6.1 Нижняя арматура в крайнем пролёте

Определение площади сечения арматуры

Дано: изгибающий момент М = 312.06 кНм; расстояние до центра тяжести растянутой арматуры а = 60 мм; рабочая высота сечения h₀ = 700 - 60 = 640 мм.

Подбор арматуры по условию прочности нормального сечения

a_m = M / (R_b * b * h₀²) = 312.06 * 10^6 / (13.05 * 300 * 640^2) = 0.195;

a_m = 0.195 < a_R = 0.356; сечение нормально армировано.

Относительная высота сжатой зоны бетона

x = 1 - v (1 - 2 * a_m ) = 1 - (1 - 2 * 0.195)^0.5 = 0.219;

[A_s] = x * R_b* b * h₀/ R_s = 0.219 * 13.05 * 300 * 640 / 510 = 1076 мм²;

процент армирования m_s = 1076 / (300 * 640) * 100 = 0.56 %.

Принято армирование: 2Ш20 A600 + 2Ш20 A600 (рис. 4.12)

Армирование в два ряда по высоте. Суммарная площадь сечения A_s = 1256 мм².

Защитный слой 20 мм.

Расстояние по вертикали между стержнями (в осях) с учетом сварки каркаса для стержней диаметром 14 мм равно 40 мм. Рабочая высота сечения 645 мм.

Допустимое расстояние по горизонтали в осях стержней 45 мм.

Процент армирования 0.649%.

3 Определение несущей способности нормального сечения по изгибающему моменту

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 1256 / (13.05 * 300) = 164 мм;



x = x/ h₀ =--164 / 645 = 0.254 < x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) =

13.05 * 300 * 164 * (645 - 0.5 * 164) * 10^(-6) = 361.48 кНм.

4 Определение несущей способности принятого сечения при обрыве части стержней.

Принято армирование: 2Ш20 A600, в один ряд по высоте. Суммарная площадь сечения арматуры As = 628 мм².

Защитный слой 20 мм. Рабочая высота сечения 700 - (20 + 20 / 2) = 670 мм.

Процент армирования 628 / (300 * 670) = 0.312%.

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 628 / (13.05 * 300) = 82 мм;

x = x/ h₀ =--82 / 670 = 0.122 < x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) =13.05 * 300 * 82 * (670 - 0.5 * 82) * 10^(-6) =201.93 кНм.

Рисунок 4.12



4.6.2 Нижняя арматура в среднем пролёте

Определение требуемой площади сечения арматуры

Дано: изгибающий момент М = 178.06 кНм; расстояние до центра тяжести растянутой арматуры а = 60 мм; рабочая высота сечения h₀ = 640 мм.

Подбор арматуры по условию прочности нормального сечения

a_m = M / (R_b * b * h₀²) = 178.06 * 10^6 / (13.05 * 300 * 640^2) = 0.111;

a_m = 0.111 < a_R = 0.356; сечение нормально армировано.

Относительная высота сжатой зоны бетона

x = 1 - v (1 - 2 * a_m) = 1 - (1 - 2 * 0.111)^0.5 = 0.118;

[A_s] = x * R_b* b * h₀/ R_s = 0.118 * 13.05 * 300 * 640 / 510 = 580 мм²;

процент армирования m_s = 580 / (300 * 640) * 100 = 0.30 %

Принято армирование: 2Ш14 A600 + 2Ш14 A600 , в два ряда по высоте. Суммарная площадь сечения A_s = 616 мм².

Защитный слой 20 мм. Расстояние по вертикали между стержнями (в осях) с учетом сварки каркаса для стержней диаметром 14 мм равно 40 мм.

Рабочая высота сечения 650 мм.

Допустимое расстояние по горизонтали в осях стержней 39 мм.

Процент армирования 0.316% .

Определение несущей способности нормального сечения по изгибающему моменту

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 616 / (13.05 * 300) = 80 мм;

x--= x/ h₀ = 80 / 650 = 0.123 < x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) =

13.05 * 300 * 80 * (650 - 0.5 * 80) * 10^(-6) =191.05 кНм.

Определение несущей способности принятого сечения при обрыве части стержней. Принято армирование: 2Ш14 A600. Площадь сечения арматуры A_s = 308 мм2. Защитный слой 20 мм.

Рабочая высота сечения 700 - (20 + 14 / 2) = 673 мм.

Процент армирования 308 / (300 * 673) = 0.153%.

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 308 / (13.05 * 300) = 40 мм;

x = x/ h₀ =--40 / 673 = 0.059 < x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) =

13.05 * 300 * 40 * (673 - 0.5 * 40) * 10^(-6) = 102.26 кНм.

Верхняя арматура на опоре В

Определение площади сечения арматуры

Дано: изгибающий момент М = 261 кНм; расстояние до центра тяжести растянутой арматуры а = 60 мм; рабочая высота сечения h₀ = 700 - 60 = 640 мм.

Подбор арматуры по условию прочности нормального сечения

a_m = M / (R_b * b * h₀²) = 261 * 10^6 / (13.05 * 300 * 640^2) = 0.163;

a_m = 0.163 < a_R = 0.356; сечение нормально армировано.

Относительная высота сжатой зоны бетона

x = 1 - v (1 - 2 * a_m ) = 1 - (1 - 2 * 0.163)^0.5 = 0.179;

[A_s] = x * R_b* b * h₀/ R_s = 0.179 * 13.05 * 300 * 640 / 510 = 879 мм²;

процент армирования m_s = 879 / (300 * 640) * 100 = 0.46 %

Принято армирование: 2Ш25 A600

Армирование в один ряд по высоте. Суммарная площадь сечения A_s = 982 мм².

Защитный слой 25 мм. Рабочая высота сечения 660 мм.

Процент армирования 0.496%

Определение несущей способности нормального сечения по изгибающему моменту

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 982 / (13.05 * 300) = 128 мм;

x--= x/ h₀ = 128 / 660 = 0.194 < x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) = 13.05 * 300 * 128 * (660 - 0.5 * 128) * 10^(-6) = 298.67 кНм.

Верхняя арматура в среднем пролёте

Определение площади сечения арматуры

Дано: изгибающий момент М = 90.76 кНм; а = 50 мм; h₀ = 700 - 50 = 650 мм.

Подбор арматуры

a_m = M / (R_b * b * h₀²) = 90.76 * 10^6 / (13.05 * 300 * 650^2) = 0.055;

a_m = 0.055 < a_R = 0.356; сечение нормально армировано.

x = 1 - v (1 - 2 * a_m ) = 1 - (1 - 2 * 0.055)^0.5 = 0.057;

[A_s] = x * R_b* b * h₀/ R_s = 0.057 * 13.05 * 300 * 650 / 510 = 284.41 мм²;

--m_s = 284.41 / (300 * 650) * 100 = 0.15 %

Принято армирование: 2Ш14 A600. A_s = 308 мм².

Определение несущей способности нормального сечения

x = R_s * A_s / (R_b * b) = 510 * 308 / (13.05 * 300) = 40 мм;

x--= x/ h₀ = 40 / 670 = 0.060 <--x_R--= 0.463;

M_u = R_b * b *x * (h₀ - 0.5 * x) =13.05 * 300 * 40 * (670 - 0.5 * 40) * 10^(-6) = 101.79 кНм.

Сводка результатов расчета продольного армирования

Рисунок 4.13



4.7 Расчет наклонного сечения по поперечной силе

Исходные и данные предыдущих этапов расчета.

Расчетное сечение прямоугольное, ширина сечения b = 300 мм; высота сечения h = 700 мм.