3
ВВЕДЕНИЕ
Курсовой проект по дисциплине «Железобетонные и каменные
конструкции» выполняется в соответствии с индивидуальным заданием.
Шифром задания являются три последние цифры номера зачетной
книжки студента.
Графическая часть курсового проекта выполняется на листах
формата А3 с использованием графического редактора (AutoCAD,
КОМПАС) в соответствии с правилами выполнения архитектурно-
строительных рабочих чертежей. Формы спецификаций приведены в
приложении 14.
В графической части курсового проекта вычерчиваются план,
маркировочная схема (поперечный разрез здания) со спецификацией
сборных железобетонных конструкций, схема расположения связей,
опалубочный и арматурный чертежи фермы или балки, колонны и
фундамента под колонну.
Пояснительная записка выполняется на листах формата А4 в
текстовом редакторе MS Word, шрифт Times New Roman, размер шрифта
14, межстрочный интервал 1,0. Требования к оформлению
пояснительной записки изложены в ГОСТ 2.105 – 95 «ЕСКД. Общие
требования к текстовым документам» и ГОСТ 2.106 – 96 «ЕСКД.
Текстовые документы».
В пояснительной записке должны применяться научно-технические
термины,
обозначения
и
определения,
установленные
соответствующими стандартами и принятые в научно-технической
литературе.
Расчеты элементов железобетонных конструкций должны
содержать расчетную схему, исходные данные для расчета, условия
расчета, расчет и заключение. В расчетных формулах применяются
стандартные обозначения; непосредственно под формулой приводится
пояснение символов и коэффициентов, входящих в формулу, если они не
были пояснены ранее.
Единицы
измерения
физических
величин
применяются
стандартизованные (единицы СИ), при необходимости в скобках могут
быть указаны единицы ранее применявшихся систем.
В приложении приводится документация, полученная при расчетах
конструкций с помощью САПР.
Список использованной литературы оформляется по ГОСТ 7.1 -
2003. В нем указываются нормативно-техническая документация,
учебная, научная и методическая литература, использованные при
выполнении проекта.

4
1. ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ
В процессе разработки проекта следует принять независимо от
индивидуального задания:
1. Здание одноэтажное, однопролетное, каркасное, отапливаемое.
2. Для кранов грузоподъемностью до 30 тонн принять группы режимов
работы 4К-6К, для кранов грузоподъемностью 50 тонн – 1К -3К.
3. Несущие конструкции здания выполнены из тяжелого бетона,
подвергнутого тепловой обработке, эксплуатируются в нормальных
условиях.
Индивидуальное задание следует принять по таблицам 1.1 -1.4 в
соответствии с шифром. Шифром являются три последние цифры номера
зачетной книжки.
Таблица 1.1
Параметры
здания
Последняя цифра шифра
0
1
2
34
5
6
7
8
9
Пролет, м
182418241824182418
24
Длина, м
108 120 120 120 132 132 144 144 144 144
Ригель
рамы
Балка
двухскатная
Ферма
сегментная
Ферма
полигональная
Ферма
безраскосная
Таблица1.2
Параметры
здания и крана
Последняя цифра суммы двух последних цифр шифра
01234567
8
9
Шаг
колонн, м
612612612612
6
12
Грузоподъемность
кранов, т
3212,550162010
+
32
12,5 50 16/3,2, 32
Отметка верха
колонн, м
12,0
13,2
14,4
15,6
16,8
Таблица1.3
Параметры
Последняя цифра суммы трех последних цифр шифра
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
Район
строительства
1
2
3
4
5
1
2
3
4
5
Тип кровли
(табл. 4)
1
2
3
4
5
6
7
8
910
Условное
расчетное
сопротивление
грунта, кПа
150
200
250
220
280

5
Район строительства принять по указанию преподавателя.
Таблица 1.4
Конструкция кровли
Тип кровли
1
2
3
Рулонная кровля, кН/м2
0,12
0,14
0,16
Выравнивающий слой цементного
раствора ( = 18 кН/м3) толщиной, мм
30
35
40
Утеплитель (ρ=160 кг/м3) толщиной, мм
100
130
170
Швы замоноличивания, кН/м2
0,14
0,16
0,18
Конструкция кровли
Тип кровли
4
5
6
Гравий, втопленный в битум (ρ=200
кг/м3) , толщиной, мм
8
10
12
Рулонная кровля, кН/м2
0,10
0,15
0,20
Выравнивающий слой цементного
раствора ( = 18 кН/м3) толщиной, мм
15
20
25
Утеплитель, кН/м2
0,70
0,80
0,60
Швы замоноличивания, кН/м2
0,15
0,15
0,15
Конструкция кровли
Тип кровли
7
8
9
10
Гравий, втопленный в битум (ρ=200
кг/м3) , толщиной, мм
10
12
14
16
Мастичная кровля (ρ=1100 кг/м3),
толщиной, мм
8
10
12
15
Выравнивающий слой цементного
раствора ( = 18 кН/м3) толщиной, мм
30
35
40
45
Утеплитель (ρ=200 кг/м3) толщиной, мм
120
140
160
180
Швы замоноличивания, кН/м2
0,15
0,15
0,15
0,15

6
2. КОМПОНОВКА ЗДАНИЯ С МОСТОВЫМИ КРАНАМИ
В курсовом проекте требуется выполнить расчет и конструирование
основных
несущих железобетонных
конструкций
одноэтажного
однопролетного промышленного здания (рис. 2.1).
Каркас здания состоит из:
-
поперечных рам, образованных колоннами, жестко защемленными в
фундаментах, и шарнирно опирающихся на колонны стропильными балками
или фермами;
-
продольных рам, образованных колоннами, подкрановыми балками,
распорками, жестким диском покрытия и стальными связями.
Район строительства, пролет здания и шаг колонн определяются по
индивидуальному заданию.
Здание отапливаемое. Покрытие здания утепленное. Плиты покрытия
ребристые шириной 3 м. Высота сечения плит размером 3х6 м (ГОСТ 22701.0 -
77) составляет 300 мм, для плит 3х12 м (ГОСТ28042-89) высота 450 мм.
Стропильные конструкции – железобетонные фермы или балки
(согласно заданию). Устройство светоаэрационных фонарей не
предусматривается. Помещения оборудуются лампами дневного света.
Здание оборудовано двумя мостовыми кранами. Грузоподъемность
кранов указана в задании. Пролет крана определяется в зависимости от
пролета здания:
Lкр=L–1,5м.
Основные характеристики кранов приведены в Приложении 2.
Подкрановые балки разрезные железобетонные, предварительно
напряженные. При шаге колонн 6 м высота подкрановой балки составляет 1,0
м; при шаге колонн 12 м – высота балки 1,4 м. Высота кранового рельса типа
КР-70 составляет 150 мм.
Наружные стены здания панельные. Нижние панели самонесущие,
выше – навесные. Стеновые панели выше оконных панелей устанавливаются
на специальный металлический столик, который крепится к закладной детали
колонны.
При определении отметки верха стеновых панелей учитываются:
отметка верха колонны, высота фермы на опоре, высота поперечного сечения
плит покрытия, толщина кровельного ковра и высота парапета (не менее 600
мм).
Для обеспечения пространственной жесткости здания в продольном
направлении предусмотрены стальные вертикальные связи по колоннам.
Они выполняются из стальных уголков. Тип связей зависит от шага колонн:
при шаге колонн 6 м – крестовые, при шаге 12 м – портальные. Связи
устанавливаются в середине температурного блока в пределах одного шага
колонн, на высоту от уровня пола до низа подкрановых балок.

7
Жесткость здания в поперечном направлении обеспечивается
защемлением колонн в фундаментах и рациональными размерами сечения
колонн.
Рис. 2 .1 Схема здания: разрез 1-1, план.

8
Для обеспечения жесткости покрытия по стропильным фермам и для
обеспечения устойчивости сжатых поясов ферм устраиваются вертикальные
и горизонтальные связи в покрытии. Вертикальные связевые фермы между
опорами стропильных ферм ставятся в крайних шагах колонн температурного
блока и соединяются распорками по верху колонн (рис. 2.2). При высоте
стропильной конструкции на опоре до 800 мм связевые фермы не требуются,
устраиваются только распорки по верху колонн.
Горизонтальные (ветровые) фермы из стальных уголков устраиваются у
торцов зданий значительной высоты в уровне нижнего пояса стропильных
конструкций.
Жесткость покрытия в горизонтальной плоскости создается
железобетонными плитами, соединенными со стропильными конструкциями
не менее, чем в 3-х точках. Швы между плитами замоноличиваются бетоном
класса не ниже В10.
Сборно-каркасные одноэтажные железобетонные здания разделяется
температурно-усадочными швами (см. рис. 2 .2), расстояние между
которыми не должно превышать: для отапливаемых зданий – 72 м, для
неотапливаемых зданий – 60 м. Ось температурного шва совмещается с
разбивочной осью здания; оси парных колонн смещаются на 500 мм в разные
стороны.
Рис. 2 .2 . Схема расположения связей при шаге В = 12 м

9
Колонны
Отметка верха колонны Н приведена в задании.
Высота надкрановой части ступенчатой колонны определяется из
условия размещения мостового крана:
Hв=Нпб+Нр+Нкр+δ,
где Нпб – высота подкрановой балки; Нр – высота кранового рельса; Нкр –
высота крана; δ – конструктивный зазор между верхом мостового крана и
низом стропильных конструкций, равный 0,1 м.
Тогда высота подкрановой части колонны:
Нн=Н–Нв
Основные размеры поперечных сечений колонны определяются по
аналогии с существующими типовыми конструкциями колонн, в зависимости
от высоты, шага колонн и грузоподъемности мостовых кранов (Прил. 1).
Привязка колонны к осям здания может быть (рис. 2.3):
- нулевая (разбивочная ось проходит по наружной грани колонны) - при
шаге колонн 6 м, грузоподъемности кранов до 32 т и высоте колонны до 14,4
м. При этом высота сечения верхней (надкрановой) части колонны h2 = 380
мм.
-
250 мм – при невыполнении хотя бы одного из вышеприведенных
условий. При этом высота поперечного сечения колонны h2 = 600 мм. Это
необходимо для размещения мостовых кранов, т.к . стандартная привязка оси
кранового пути к разбивочной оси составляет 750 мм.
Рис. 2.3 . Привязка колонн к координационным осям: а – нулевая, б –250 мм.
Высота сечения подкрановой части колонн в зданиях, оборудованных
мостовыми кранами, назначается примерно равной:
- при грузоподъемности до 50 т h1 ≈ Hн/(10...14);
- при грузоподъемности 50 т - h1 ≈ Hн/9.

10
Если h1> 0,9 м, колонны проектируют двухветвевыми.
Ширина сечения двухветвевых колонн b назначается большей из трех
условий:
b≈Hк/30
b≈Hн/20
b≥0,5м.
Высоту сечения ветвей двухветвевой колонны в плоскости рамы
принимают hв = 250...300 мм.
Высота сечения распорок hр = (1,5...2)hв. Расстояние между осями
распорок (8...12)·hв. Нижняя распорка располагается ниже уровня пола;
расстояние от уровня пола до низа первой распорки не менее 1,8 м.

11
3. СБОР НАГРУЗОК НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ
3.1. Постоянные нагрузки
1. Постоянные нагрузки от веса покрытия удобно определять в форме
табл. 3.1.
Нагрузки от веса слоев кровли определяются по заданию.
Массу плит размером 3х6 м (ГОСТ 22701.0 -77) для расчетов можно
принимать 2,65 т, масса плит 3х12 м (ГОСТ28042-89) - 7,3 т.
Таблица 3.1
Сбор нагрузок от веса покрытия
No
п/п
Вид нагрузки
Нормативная
нагрузка
qн, кН/м2
Коэффициент
надежности
по нагрузкеf
Расчетная
нагрузка
q, кН/м2
1
Рулонная кровля
2 Цементная стяжка (γ∙t)
3
Утеплитель
4 Плиты покрытия 3х12 м
5 Швы замоноличивания
Итого:
qn =...
q=...
Здесь γ – удельный вес материала слоя, t – толщина слоя.
Расчетная нагрузка на колонну от покрытия:
Fпокр=q∙B ∙
L
2
;
2. Нагрузка от веса ригеля:
Fриг =
Gриг
2
∙ γf.
Здесь Gриг– вес ригеля, определяется по таблице 3.2.
Таблица 3.2
Вес стропильных ферм
Пролет, м
Шаг, м
Снеговой район
Вес фермы, кН
18
6
1-3
45
4-6
60
12
1-3
60-78
4-6
78-94
24
6
1-3
92
4-6
92-112
12
1-3
149
4-6
180-190

12
Суммарная нагрузка на колонну от опорного давления ригеля:
FR =(Fпокр+Fриг)∙γn
где γn - коэффициент надежности по ответственности, определяемый по
ГОСТ 27751-2014 (Прил. 13).
Эксцентриситет приложения нагрузки от опорного давления ригеля в
надкрановой части колонны при нулевой привязке равен нулю; при привязке
250 мм: е0 =125 мм.
В нижней части колонны эксцентриситет вызван разной высотой сечения
надкрановой и подкрановой частей:
е0=
hн−hв
2
3. Нагрузка на колонну от веса навесных стеновых панелей
определяется с учетом высоты H и удельного веса γ панелей и остекления.
Fст = (Нпан ∙ γж бпан
⁄ +Ностекл ∙γостекл)∙В ∙γf∙γn.
Для трехслойных железобетонных панелей можно принять: γж бпан
⁄=
2,5 кН м2
⁄ ; для остекления: γостекл = 0,4 кН м2
⁄.
Эксцентриситет нагрузки от веса панелей в подкрановой части колонны:
e0=
h1
2
+
tст
2
,
где tст - толщина стеновой панели, принимается в зависимости от типа
панелей 300...400 мм.
4. Нагрузку от собственного веса колонны в надкрановой и
подкрановой частях определяют по выбранным геометрическим размерам:
Надкрановая часть:
F2=(l2∙h2∙b)∙ρжб∙g ∙γf∙γn
Подкрановая часть:
F1=(l1∙h1∙b)∙ρжб∙g ∙γf∙γn
Для двухветвевых колонн при определении веса подкрановой части
можно пользоваться таблицей П.1 .1 Прил. 1.
Эксцентриситет в подкрановой части колонны:
e0=
h1−h2
2
.
5. Нагрузка от веса подкрановой балки:
Fпб =Gпб∙γf∙γn.
Здесь Gпб – вес подкрановой балки; при шаге колонн 6 м Gпб = 36...42
кН; при шаге колонн 12 м Gпб= 103...115 кН.

13
Эксцентриситет в подкрановой части колонны при нулевой привязке:
e0=λ−
h1
2
,
при привязке «250 мм»:
e0=
h1
2
−
(h1−λ
−
0,25м),
где λ – расстояние от оси кранового пути до разбивочной оси, λ = 0,75 м.
3.2. Временные нагрузки
1. Снеговая нагрузка
Снеговую нагрузку на ригель поперечной рамы принимают равномерно
распределенной по длине ригеля. Ширина грузовой площади для снеговой
нагрузки равна шагу поперечных рам В.
Расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка на ригель
рамы определяется по формуле:
q=S0∙γf∙B,
где S0 – нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную
проекцию покрытия; γf – коэффициент надежности по нагрузке, для
снеговой нагрузки равный 1,4; B – шаг поперечных рам здания.
Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию
покрытия определяется в зависимости от снегового района согласно
указаниям п. 10 СП 20.13330 «Нагрузки и воздействия» [1]:
S0= ce∙ct∙μ∙Sg
где Sg – вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли,
принимается согласно варианту по табл. 3.3; ct – термический коэффициент;
ce – коэффициент, учитывающий снос снега с покрытий здания под действием
ветра или иных факторов, μ – коэффициент перехода от веса снегового
покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие.
Вес снегового покрова на 1 м2 поверхности земли Sg принимается
согласно варианту по табл. 3.3.
Таблица 3.3.
Вес снегового покрова на 1 м2 поверхности земли Sg
Снеговые районы
IIIIIIIVVVIVIIVIII
Sg, кПа
0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0
Расчетное значение снеговой нагрузки на колонну:
Fсн=S0∙B ∙
L
2
∙ γf∙γn
Эксцентриситет приложения снеговой нагрузки равен эксцентриситету
для опорного давления ригеля.

14
2. Крановая нагрузка
При движении мостовых кранов на верхний пояс подкрановой балки
через каждое колесо передается вертикальная Fn и горизонтальная Тn
к
сосредоточенные силы.
Величина силы Fn переменна и зависит от положения тележки крана с
грузом. Максимальное давление на колесо крана Fn,max определяется в
зависимости от грузоподъемности крана Q по приложению 2.
Минимальное давление на колесо определяется по формуле:
Fn,min =
Q+G
2
− Fn,max
где Q - грузоподъемность крана, кН; G – вес крана, кН.
Нагрузка от кранов передается на поперечную раму в виде
вертикальных сил Dmax и Dmin, приложенных к колоннам в уровне ступеней.
Расчетные величины этих сил определяются при невыгодном расположении
двух сближенных кранов по линиям влияния опорных реакций подкрановых
балок из выражений
Dmax = Fn,max
· ∑yi·ψ ∙γf;
Dmin=Fn,min·∑yi·ψ ∙γf,
∑ yi - сумма ординат линии влияния крановой нагрузки при невыгоднейшем
расположении сближенных кранов (рис. 3.2); ψ – коэффициент сочетания
нагрузок, при учете двух кранов режимов работы 1К-6К ψ=0,85; γf -
коэффициент надежности по нагрузке, для крановых нагрузок равен 1,2.
Рис. 3 .2. Схема к определению крановых нагрузок
Эксцентриситет приложения вертикальной крановой нагрузки равен
эксцентриситету для подкрановой балки:
e0=λ−
h1
2
= 750−
h1
2
Горизонтальная нагрузка на поперечную раму возникает при
поперечном торможении тележки крана. Эта сила направлена поперек

15
кранового пути и распределена на 2 тормозных колеса каждого крана.
Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо для кранов с гибким
подвесом груза определяется по формуле:
Tk
n
= 0,05·
Q+Gт
n
,
а для кранов с жестким подвесом груза:
Tk
n
=0,1·
Q+Gт
n
,
где Gт – вес тележки; Q – номинальная грузоподъемность крана; n – число
колес с одной стороны крана.
Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками
на колонну, определяется при невыгоднейшем положении мостовых кранов,
т.е.:
T=Tk
n
∙ ∑yi∙γf∙γn
Горизонтальная сила Т приложена в уровне головки кранового рельса.
3. Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка на поперечную раму здания включает в себя:
-
распределенную горизонтальную нагрузку на стойку с наветренной
стороны w,
-
распределенную горизонтальную нагрузку на стойку с подветренной
стороны w';
-
сосредоточенную горизонтальную нагрузку Fw, приложенную к
верхнему узлу стойки с наветренной стороны.
На стойки поперечной рамы действует ветровая нагрузка,
распределенная по высоте. Ветровая нагрузка, действующая на покрытие, в
расчете поперечной рамы прикладывается в верхнем узле рамы в виде
сосредоточенной силы.
Нормативная ветровая нагрузка w равна сумме средней wm и
пульсационной wp составляющих:
w=wm+wp.
При
определении
внутреннего
давления wi пульсационная
составляющая wpне учитывается.
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm в
зависимости от эквивалентной высоты ze над поверхностью земли следует
определять по формуле:
wm = w0·k(ze)·c,
где w0 - нормативное значение ветрового давления; k(ze) - коэффициент,
учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze; c -
аэродинамический коэффициент.

16
Нормативное значение ветрового давления w0 принимается в
зависимости от ветрового района по табл. 3 .4 .
Таблица 3.4
Нормативное ветровое давление w0
Ветровые районы
Iа
I
II
III
IV
V
VI VII
w0, кПа
0,17 0,23 0,30 0,38 0,48 0,60 0,73 0,85
Эквивалентная высота ze принимается для зданий:
а)еслиh≤d,тоze=h;
б)если d<h≤2d,то:для0<z<h–dпринимаютze = d,
дляz≥h–dпринимаютze=h;
в)еслиh>2d,то:для0<z≤dпринимаютze = d,
для d<z<h – d принимают ze = z,
дляz≥h–dпринимаютze = h;
здесь z - высота от поверхности земли; d – поперечный размер здания; h -
высота здания.
Коэффициент k(ze) определяется по табл. 3 .5 в зависимости от типов
местности:
А - открытые побережья морей, озер и водохранилищ, сельские
местности, в том числе с постройками высотой менее 10 м, пустыни, степи,
лесостепи, тундра;
В - городские территории, лесные массивы и другие местности,
равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м;
С - городские районы с плотной застройкой зданиями высотой более 25 м.
Таблица 3.5
Коэффициент изменения ветрового давления по выс оте k(ze)
Высота ze, м
Тип местности
А
В
С
5
0,75
0,5
0,4
10
1,0
0,65
0,4
20
1,25
0,85
0,55
40
1,5
1,1
0,8
Аэродинамический коэффициент c для зданий, прямоугольных в
плане:
-
с наветренной стороны с = 0,8;
-
с подветренной стороны с = 0,5.
Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой
нагрузки wp на эквивалентной высоте ze при расчете одноэтажных

17
производственных зданий высотой до 36 м, размещаемых в местностях типа
А и В, при отношении высоты к пролету h/l< 1,5 определяется по формуле:
wp = wm·ζ(ze)·v,
где wm – нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки;
ζ(ze) - коэффициент пульсации давления ветра, принимаемый по табл. 3.6 для
эквивалентной высоты ze; v - коэффициент пространственной корреляции
пульсаций давления ветра.
Таблица 3.6
Коэффициент пульсации давления ветра ζ(ze)
Высота ze, м
Тип местности
А
В
С
5
0,85
1,22
1,78
10
0,76
1,06
1,78
20
0,69
0,92
1,50
40
0,62
0,80
1,26
Коэффициент
пространственной
корреляции
пульсаций
давления v определяется для наветренной и подветренной боковых стен и
кровли, с которых давление ветра передается на поперечную раму.
Так как расчетная поверхность имеет прямоугольную форму (см. рис.
3.3), то коэффициент v определяется по табл. 3 .7 в зависимости от
параметров ρ и χ, принимаемых по табл. 3 .8 .
Рис. 3 .3 . Основная система координат при определении коэффициента
корреляции v.
Таблица 3.7
Коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления
ρ,м
Коэффициент v при χ, м, равном
5
10
20
40
80
160
350
0,1
0,95
0,92
0,88
0,83
0,76
0,67
0,56
5
0,89
0,87
0,84
0,80
0,73
0,65
0,54
10
0,85
0,84
0,81
0,77
0,71
0,64
0,53
20
0,80
0,78
0,76
0,73
0,68
0,61
0,51
40
0,72
0,72
0,70
0,67
0,63
0,57
0,48
80
0,63
0,63
0,61
0,59
0,56
0,51
0,44

18
Таблица 3.8
Значения параметров ρ и χ
Основная координатная плоскость, параллельно
которой расположена расчетная поверхность
ρ
χ
zoy
b
h
zox
0,4a
h
xoy
b
a
Расчетное значение распределенной ветровой нагрузки на стойки
поперечной рамы вычисляется для наветренной и подветренной сторон по
формуле:
q=w·B ·γf∙γn
где B – ширина грузовой площади, равная шагу колонн, γf – коэффициент
надежности по нагрузке, для ветровой нагрузки равен 1,4.
Сосредоточенная ветровая нагрузка на покрытие определяется только
для наветренной стороны:
Fw =Wпокр∙hпокр∙B ∙γf∙γn,
где Wпокр - нормативная ветровая нагрузка в уровне верха покрытия;
hпокр - полная высота покрытия здания.
Рис. 3.4 . Схема ветровых нагрузок на поперечную раму.

19
4. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Для определения усилий в колоннах каркаса и бокового прогиба верха
колонн выполняется статический расчет отдельной поперечной рамы. В
расчетной схеме поперечной рамы одноэтажного каркасного здания
соединение ригеля с колоннами считают шарнирным, а соединение колонн с
фундаментами – жестким. Длину колонн принимают равной расстоянию от
верха фундамента до низа ригеля.
Расчетная схема поперечной рамы здания является плоской. Она
расположена в координатной плоскости XOZ. Для такой расчетной схемы
будут доступны два перемещения (в направлениях осей X и Z) и поворот
вокруг оси Y.
Формирование расчетной схемы можно разделить на четыре этапа:
1) задание геометрии расчетной схемы;
2) закрепление опорных узлов системы;
3) назначение жесткости элементов рамы;
4) приложение нагрузок к узлам и элементам рамы
Для задания расчетной схемы плоской рамы удобно выбирать 2-й
признак схемы. По оси X задается пролет рамы, равный расстоянию между
осями колонн в подкрановой части:
- при нулевой привязке: lрамы = L–h;
- при смещении на 250 мм: lрамы = L–h+250 мм;
По оси Z следует задать отдельно длину подкрановой и надкрановой
частей колонны. Пример задания геометрии рамы приведен в табл. 4.1
Таблица 4.1
Шаг вдоль оси Х
Шаг вдоль оси Z
Значение L, м
Количество N
Значение L, м
Количество N
17.3
1
7.20
1
3.35
1

20
Рис. 4.1 . Начальная схема поперечной рамы
После создания начальной схемы (рис. 4 .1) необходимо удалить элемент
5. После этого следует упаковать расчетную схему и переназначить номера
элементов с помощью кнопки Флаги рисования в нижней строке меню.
Так как оси надкрановой и подкрановой частей колонн не совпадают,
необходимо сдвинуть верхние стержни стоек (элементы 2 и 4) на величину
(h1–h2)/2. Причем верхние узлы необходимо 5 и 6 просто переместить вдоль
оси Х, а при перемещении нижних узлов 3 и 4 должна быть установлена
жесткая вставка. При установке жесткой вставки следует различать
глобальные оси и местные оси стержней.
Перемещение узла 5: отметка узла 5  перемещение  переместить
выбранный объект на -0,16 м по оси х  снять выделение.
Перемещение узла 6: отметка узла 6  перемещение  переместить
выбранный объект на 0,16 м по оси х  снять выделение.
Выполнение жестких вставок стержней 2 и 4: отметка элемента 
жесткости  жесткие вставки по оси Z1 (узел 1).

21
Рис. 4 .2. Схема после выполнения жестких вставок стержней
В начальной схеме рамы ригель жестко сопряжен со стойками рамы. В
расчетной схеме опирание железобетонной стропильной фермы на колонну
должно быть шарнирным. Для введения в расчетную схему шарниров
пользуются кнопкой шарниры на вкладке меню жесткости.
Окончательная схема поперечной рамы имеет вид, показанный на
рисунке 4.3 .
Рис. 4.3 . Окончательная схема поперечной рамы
Закрепление колонны в стакане фундамента с последующим
замоноличиванием считается жестким. В меню Связи опорным узлам 1 и 2

22
назначаются связи Z, Х, UY (опорные узлы предварительно должны быть
выделены)
Рама включает в себя элементы с различными жесткостями, которые в
рассматриваемом примере задаются для элементов с поперечным сечением в
виде бруса.
При выборе поперечного сечения элементов-стержней в виде бруса в
диалоговом окне требуется задать модуль упругости материала. Для колонны
назначается бетон классов В15 (Еb=24 000 МПа), В20 (Еb=27 500 МПа), В25
(Еb=30 000 МПа).
Для фермы принимают бетон класса В30(Еb=32 500 МПа), В35 (Еb=34
500 МПа)
Геометрические размеры сечений элементов были приняты
при
компоновке поперечной рамы:
2-й, 4-й элементы - В=400 (500) мм, Н=380 (600) мм;
1-й, 3-й элементы - В=400(500) мм, Н=700...900 (1000...1400) мм;
5-й элемент (ригель) - В=300 мм, Н=3000 мм.
Размеры ригеля можно принимать завышенными, чтобы жесткость
ригеля была значительно больше жесткости стоек рамы.
В диалоговом окне для колонн можно указать объемный вес (для
железобетонных конструкций он составляет 25 кН/м3). В этом случае
собственный вес колонны учитывается в меню Нагрузки  добавить
собственный вес.
Приложение нагрузки на узлы и элементы рамы.
Статический расчет ведется на отдельное действие различных нагрузок.
Поперечная рама рассчитывается на следующие загружения:
1-е загружение – постоянная нагрузка:
2-е загружение – снеговая нагрузка,
3-е загружение – ветровая нагрузка (ветер слева),
4-е загружение – ветровая нагрузка (ветер справа).
5-е загружение – вертикальная крановая нагрузка (max на левой
колонне),
6-е загружение – вертикальная крановая нагрузка (max на правой
колонне),
7-е загружение – горизонтальная крановая нагрузка (направление - к
левой колонне),
8-е загружение – горизонтальная крановая нагрузка (направление - к
правой колонне).

23
Для последовательного приложения к расчетной схеме 8-ми загружений
необходимо в нижней строке последовательно переключать номера
загружений.
Для редактирования нагрузок пользуются кнопкой Редактор
загружений, в нем нагрузкам присваивают название и вид (постоянная,
длительная, кратковременная и пр.)
Постоянные нагрузки составляют 1-е загружение:
1) Нагрузка от опорного давления ригеля FR прикладывается к 5-му и
6-му узлам рамы (рис. 4 .1) и включает в себя нагрузки от веса кровли и плит
покрытия, собранных с грузовой площади, а также нагрузку от веса половины
фермы.
При привязке на 250 мм нагрузка FR действует с эксцентриситетом. В
этом случае в узлах 5 и 6 дополнительно прикладывается изгибающий момент
МR= FR.е0.
2) Нагрузка от веса стеновых панелей Fст прикладывается в узлах 3 и
4. Кроме вертикальной нагрузки в этих узлах действует момент Мст= Fсте0.
3) Нагрузки от собственного веса колонны удобно учитывать при
помощи опции «Добавить собственный вес», для этого в характеристиках
жесткости колонны должен быть указан объемный вес железобетона 25
кН/м3
.
Если вес частей колонны был вычислен вручную, то вес надкрановой
части колонны F1 прикладывается в узлах 3 и 4.
Так как оси надкрановой и подкрановой частей колонны не совпадают,
следует приложить момент М1 = F1.е0.
Вес подкрановой части колонны F2 прикладывается в узлах 1 и 2.
4) Нагрузка от веса подкрановых балок Fпб прикладывается к 3 и 4
узлам.
Момент при внецентренном приложении нагрузки: Мпб = Fпб.е0.
Снеговая нагрузка Fсн
составляет 2-е загружение. Она
прикладывается к 5-му и 6-му узлам рамы. При смещенной привязке
координатных осей в этих узлах дополнительно прикладывается изгибающий
момент Мсн= Fсн.е0.
Ветровая нагрузка на раму прикладывается как распределенная
нагрузка на стойки и сосредоточенная к верхним узлам. Следует создать два
загружения:
- 3-е загружение – ветер слева;
- 4-е загружение – ветер справа.
В каждом загружении распределенные нагрузки на колонны w и w'
прикладываются соответственно с наветренной и подветренной сторон.

24
Сосредоточенная нагрузка на покрытиеFw прикладывается к узлу 5-му
узлу при ветре слева или к 6-му узлу при ветре справа.
Крановая нагрузка на консоли колонн поперечной рамы здания
включает в себя вертикальную крановую нагрузку, принимающую
максимальное и минимальное значение в зависимости от положения тележки
крана относительно рассматриваемой колонны - Dmax,Dmin, и момент,
возникающий от смещения вертикальной крановой нагрузки относительно
оси колонны – Mmax,Mmin. Эти нагрузки прикладываются к 3-му и 4-му узлам
рамы:
- 5-е загружение - Dmax на левой колонне в узле 3;
- 6-е загружение - Dmax на правой колоне в узле 4;
Горизонтальную крановую нагрузку Т от поперечного торможения
крановой тележки прикладывают на (hпб +0,15) м выше узлов 3, 4. Для
удобства в этом месте можно ввести дополнительный узел. Формируются два
загружения:
- 7-е загружение – Т к левой колонне;
- 8-е загружение – Т к правой колонне.
После создания загружений переходят к расчету рамы:
Расчет  выполнить расчет;
Расчет  результаты расчета.
После удачного завершения расчета при выборе позиции результатов
расчета открывается экран визуализации результатов расчета
В курсовом проекте необходимо определить значения усилий N, M, Q
в характерных сечениях стойки рамы.
Кнопкой меню флаги рисования задают значения усилий на эпюрах
усилий.
Кнопкой
Интерактивные таблицы (Результаты расчета 
документация  интерактивные таблицы  усилия  для всех элементов)
следует вывести таблицу значений усилий для всех загружений.
В появившейся в диалоговом окне таблице следует удалить лишние
столбцы (после выделения редактировать  удалить отмеченное) и
переслать в отчет (файл  в отчет)
Кнопка Отчет открывает диалоговое окно, где уже располагается
переданная туда таблица усилий. Таблицу можно просмотреть, вывести на
печать или сохранить в формате Excel, затем скопировать для размещения в
текстовом файле.
В таблице каждый стержневой элемент рамы имеет два сечения.
Сечения нумеруются снизу вверх и слева направо. Уточнить номера
элементов можно с помощью команды Флаги рисования.

25
Рисунки с результатами статического расчета рамы выполняются путем
копирования кнопкой клавиатуры PrtScr и последующей вставки в текстовый
файл пояснительной записки.
На рисунках в курсовом проекте эпюры N, М приводятся для элементов
1 и 2. Именно эти элементы составляют левую колонну поперечной рамы
здания.
После выполнения статического расчета поперечной рамы здания
составляется таблица расчетных сочетаний усилий (табл. 4.3).
В статическом расчете рассматриваются три сечения колонны:
2-2 – на уровне верха консоли;
3-3 – на уровне низа консоли;
4-4 – заделка колонны в фундамент.
В каждом сечении составляют три комбинации усилий:
-
наибольший положительный момент Mmax и соответствующая ему
продольная сила N;
-
наибольший отрицательный момент Mmin и соответствующая ему
продольная сила N;
- наибольшая продольная сила Nmax и соответствующий ей изгибающий
момент M.
Кроме того, для каждой комбинации усилий в сечении IV–IV
вычислены значения поперечных сил Q, необходимые для расчета
фундамента.
Расчетное сочетание усилий включает в себя постоянную и одну или
несколько временных нагрузок. При этом временные нагрузки могут быть
взаимоисключающими (например, ветер справа и ветер слева) и
сопутствующими (крановая
горизонтальная сопутствует крановой
вертикальной и не может без нее быть учтена в РСУ).
Значения изгибающих моментов и поперечных сил от горизонтальной
крановой нагрузки приняты со знаком , поскольку торможение тележек
крана может осуществляться в обе стороны.
Учитывая, что колонны находятся в условиях внецентренного сжатия, в
комбинацию усилий Nmax включены и те нагрузки, которые увеличивают
эксцентриситет продольной силы.
В расчетных сочетаниях усилий, согласно СП 20.13330, усилия от
постоянной нагрузки и от основных по степени влияния длительной и
кратковременной нагрузок учитываются полностью. Усилия от остальных
длительных нагрузок учитываются с коэффициентом сочетания 0,95, от
остальных кратковременных нагрузок – с коэффициентом 0,9.

26
Таблица 4.2
Расчетные усилия
Нагрузки:
No
сечение 1
сечение 2
сечение 3
п/п N,кН М,кНм
N,
кН
М,
кНм
N,
кН
М,
кНм
Постоянная
1 168.60 22.94 316.80
- 39 .66 367.30 9.59
снеговая
2 92.30
5.40
92.30
-9 .40 92.30 2.30
ветровая (ветер
слева)
3 0.00 15.00
0.00
15.00
0.00 78.44
ветровая (ветер
справа)
4 0.00
- 16.30
0.00
- 16.30 0.00
- 74.74
крановая
вертикальная
(максимум - на
левой колонне)
5 0.00
- 26.30 303.10
94.90 303 .10 38.53
крановая
вертикальная
(максимум - на
правой колонне)
6 0.00
- 26.20 55.40
-4 .00 55.40 -60 .35
крановая
горизонтальная
(к левой колонне)
7 0.00
7.35
0.00
7.35
0.00
-45.28
крановая
горизонтальная
(от левой
колонны)
8 0.00
-7 .35
0.00
-7 .35
0.00 45.28
крановая
горизонтальная
(к правой
колонне)
9 0.00
7.35
0.00
7.35
0.00 23.12
крановая
горизонтальная
(от правой
колонны)
10 0.00
-7 .35
0.00
-7 .35
0.00
- 23.12

27
Расчетные сочетания усилий
Мmax
251.67 41.30 672.66
65.87 723.16 157.69
номера нагрузок:
1,2,3
1,3,5,7
1,2,3,5,8
Мmin
251.67 -22.02 449.73 -73.01 417.16 -132.80
номера нагрузок:
1,4,5,8
1,2,4,6,10
1,4,6,10
Nmax
260.90 28.34 672.66
37.29 723.16 46.34
номера нагрузок:
1,2
1,2,5
1,2,5
*-поперечнаясилаQ= - 6,84-0,9(1,61+11,56+7,31)+0,97,84= -18,18кН

28
5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Для железобетонных колонн принимается тяжелый бетон классов
В15...В40. Рекомендуемые классы продольной рабочей арматуры - А400,
А500. Поперечная арматура (конструктивная) классов А240, В500.
Прочностные и деформативные характеристики бетона и арматуры
определяются по Приложениям 5, 6.
Надкрановая (верхняя) и подкрановая (нижняя) части колонны
рассчитываются отдельно как внецентренно сжатые элементы с
симметричным армированием.
Размеры сечений колонны назначаются на этапе компоновки (Прил.1).
В результате расчета определяется площадь продольной арматуры
Аs=As'. Затем с учетом конструктивных требований назначается количество
стержней и определяется диаметр продольной рабочей арматуры. Диаметр и
шаг поперечной арматуры назначается конструктивно.
Кроме расчета колонны в плоскости поперечной рамы на действие
усилий M и N, выполняется расчет из плоскости изгиба.
5.1. Расчет надкрановой части колонны
Расчет производится на расчетное сочетание усилий в сечении 2-2
(выше крановой консоли). В курсовом проекте выбирают одно сочетание
усилий, наиболее неблагоприятное для несущей способности колонны.
Геометрические характеристики надкрановой части колонны: H2 = Hв -
высота надкрановой части, h2 – высота сечения надкановой части, b – ширина
сечения колонны.
Согласно нормам проектирования, при расчете внецентренно сжатых
элементов следует учитывать влияние прогиба на их несущую способность.
Если конструкции рассчитываются по недеформированной схеме, то
при гибкости:
4
0


h
l

следует учитывать влияние прогиба элемента на его прочность путем
умножения начального эксцентриситета е0 на коэффициент η.
При расчете колонны как статически неопределимой конструкции
эксцентриситет определяется из статического расчета:
е0=M1 /N1
где M1 и N1 – расчетные усилия, определенные в результате статического
расчета для сечения 2-2.

29
Влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы учитывается
коэффициентом продольного изгиба:
η=
1
1−
N1
Ncr
где Ncr – условная критическая сила, определяемая по формуле:
2
0
2
l
D
Ncr


.
Здесь l0 - расчетная длина надкрановой части колонны как консольного
стержня:
l0=2·H1 (при отсутствии в расчетном сочетании крановой нагрузки
принимается коэффициент 2,5).
D – жесткость железобетонного элемента в предельной стадии:
;
7,0
)
3,0(
15
,
0
1
s
s
e
b
J
E
J
E
D










где Eb , Es – модули упругости бетона и арматуры соответственно (прил. 6);
J - момент инерции бетонного сечения относительно оси, проходящей через
центр тяжести поперечного сечения элемента:
J=b·h2
3
/12
Js - момент инерции арматуры:
;
)
5,0(
2
0
a
h
h
b
Js




здесь μs – коэффициент армирования сечения,
μs=
As
b∙h0
.
Сборная железобетонная колонна в процессе транспортировки работает
как изгибаемый элемент, в растянутой зоне которого могут образовываться
трещины. Чтобы гарантировать их отсутствие, продольная арматура должна
иметь диаметр не менее 16 мм. Исходя из этого, предварительно задаются
коэффициентом армирования μ:
μ=
A4∅16
b∙h0
где А4Ø16 = 8,04 см2
–
площадь сечения арматуры 416.
Предварительно принятый коэффициент армирования μ должен быть не
менее допустимого по СП 63.13330:
μmin= 0,001 - при гибкости =l0/h ≤ 5;
μmin= 0,0025 - при гибкости =l0/i ≥ 25;

30
для промежуточных значений гибкости элементов μmin определяют по
интерполяции.
φl - коэффициент, учитывающий влияние длительности действия нагрузки,
определяется по формуле:
.
2
1
11
1



M
Ml
l

где M11 –момент относительно центра сжатого стержня от действия полной
нагрузки:
M11 = M1±N1
(h0−a
,
)
2
M1l - момент от постоянной и длительной временной (снеговой) нагрузки.
Постоянная и длительная временная нагрузки составляют:
Nl = Nпост + 0,5·Nсн ,
Ml = Mпост + 0,5·Mсн ,
здесь коэффициент 0,7 учитывает пониженное значение длительно
действующей снеговой нагрузки.
M1l = Ml±Nl
(h0−a
,
)
2
δe – относительный эксцентриситет:
δe = e0/h , принимается не менее 0,15 и не более 1,5.
Расчетный момент с учётом прогиба составляет:
M=M1·η
Расчет прочности ведут, предполагая 1 случай внецентренного сжатия:
ξ≤ξR.
При этом относительная высота сжатой зоны бетона ξ = αn:
ξ=αn=
N1
Rb∙b ∙h0
Граничная относительная высота сжатой зоны определяется по
формуле:
2
1
8,0
b
s
S
R
E
R





где Еs – модуль упругости стали, равный для стержневой арматуры Еs = 2·105
МПа, εb2 – относительные деформации бетона, для тяжелого бетона при
длительной нагрузке и влажности 40-75% εb2 = 4,8·10-3
.
Если αn ≤ ξR , то действительно имеет место первый случай
внецентренного сжатия – случай «больших» эксцентриситетов.

31
При этом порядок расчета площади арматуры следующий:

2
0
1
0
1
1
2/'
bh
R
a
h
N
M
b
b
m





;
0
'
h
a


;
Требуемая площадь арматуры:













1
2/
1
'
1
0
n
n
m
S
b
S
S
R
h
b
R
A
A
Если αn > R, то имеет место второй случай внецентренного сжатия –
случай «малых» эксцентриситетов. Тогда площадь сечения продольной
арматуры вычисляется в следующем порядке:
2
1
R




; при 1>1 принимается 1 =1,
,
1
)
2
1(1
1
1









m
s
Уточняется относительная высота сжатой зоны:
,
2
1
2
)
1(
s
R
R
s
R
n












Требуемая площадь арматуры:










1
)
2
'
1('
'
1
0
m
s
b
s
s
R
bh
R
A
A
.
При назначении армирования верхней части колонны проверяется
коэффициент армирования:
μ=
As+As
,
b∙h0
∙ 100% ≥ μmin
В случае, если полученный коэффициент армирования μ отличается от
принятого при определении Ncr более, чем на 0,5%, следует скорректировать
значение μ и повторить расчёт.
Диаметр продольной рабочей арматуры для сборных железобетонных
колонн назначается не менее 16 мм для обеспечения трещиностойкости при
транспортировке.

32
При армировании колонны продольная рабочая арматура обязательно
устанавливается по углам сечения. Расстояние между осями стержней
продольной арматуры не должно превышать 400 мм – в направлении,
перпендикулярном плоскости изгиба, и 500 мм – в направлении плоскости
изгиба.
При
значительных
размерах
сечения
предусматриваются
промежуточные стержни по ширине сечения колонны так, чтобы наибольшее
расстояние между ними не превышало 400 мм.
Если расстояние между продольными стержнями в направлении
плоскости изгиба колонны превышает 500 мм, то устанавливается продольная
конструктивная арматура А400 диаметром 12 мм.
Поперечную арматуру в колоннах устанавливают конструктивно.
Диаметр стержней назначают из условия сварки с продольной рабочей
арматурой (Прил. 9). Шаг поперечных стержней должен удовлетворять
требованиям норм: S 500

мми
d
S·
15

.
Окончательно шаг поперечных
стержней назначается кратным 50 мм.
Для надкрановой части следует проверить необходимость расчета в
плоскости, перпендикулярной к плоскости поперечной рамы:
Радиус инерции:
12
2
2
b
i

;
Расчетная длина:
2
0
·
5,1 H
l

;
Гибкость:
i
l




0

Если



–
расчет из плоскости рамы не производится.
Если гибкость λ’ окажется выше, то выполняют расчет колонны в
плоскости, перпендикулярной к плоскости поперечной рамы. В этом случае
расчетная длина для надкрановой части колонны - l0 = 1,5H2.
5.2. Расчет подкрановой части сплошной колонны
Подкрановая часть колонны рассчитывается на усилия в сечении 4-4
(заделка колонны в фундамент). Согласно таблице РСУ, здесь действуют
расчетные сочетания усилий: Mmax и N; Mmin и N; Nmax и M. В курсовом проекте
достаточно выполнить расчет на одно наиболее неблагоприятное сочетание
М4-4, N4-4 .
Размеры подкрановой части колонны были назначены в разделе 2.
Высота подкрановой части Н1 ; высота сечения h1, ширина сечения b. Классы
бетона и рабочей арматуры – те же, что и в надкрановой части.

33
Подкрановая часть колонны рассчитывается на прочность как
внецентренно сжатый элемент прямоугольного сечения (аналогично
надкрановой части).
Эксцентриситет продольной силы:
е0=M4-4/N4-4
Расчетная длина при жесткой заделке снизу, исключающей поворот:
l0=1,5H1.
Гибкость в плоскости поперечной рамы:
= l0/h0,
При этом значении гибкости определяем минимальный процент
армирования:
μmin= 0,001 - при гибкости =l0/h ≤ 5;
μmin= 0,0025 - при гибкости =l0/i ≥ 25.
Определяем коэффициент, учитывающий влияние длительного
действия нагрузки на прогиб элемента:
l=1+Мl/M,
Вычисляем жесткость элемента:
,
)'
(
175
,
0
)
3,0(
0125
,
0
2
0
3
0
1








h
a
h
bh
E
D
e
l
b



Условная критическая сила:
2
0
2
l
D
Ncr


Вычисляем коэффициент η, учитывающий прогиб элемента:
cr
N
N44
1
1




,
Тогда расчетный момент с учетом влияния прогиба равен:
М=М4-4η.
Определяем требуемую площадь сечения арматуры при симметричном
армировании.
Относительная величина продольной силы:
0
4
4
bh
R
N
b
n



,

34
Граничная относительная высота сжатой зоны:
2
1
8,0
b
s
S
R
E
R





где Еs– модуль упругости стали, для стержневой арматуры Еs= 2·105 МПа, εb2
–
относительные деформации бетона, для тяжелого бетона при длительной
нагрузке и влажности 40-75% εb2 = 4,8·10-3
.
Если αn ≤ ξR , то имеет место первый случай внецентренного сжатия –
случай «больших» эксцентриситетов.
Безразмерный коэффициент:
2
0
0
4
4
1
2
'
bh
R
a
h
N
M
b
m





Относительный эксцентриситет:
=a'/h0
Площадь сечения арматуры при симметричном армировании:
,
1
)
2
1(
'
1
0










n
n
m
s
b
s
s
R
bh
R
A
A
Коэффициент армирования:
0
'
h
b
A
Аs
s
s




Площадь сечения продольной арматуры окончательно принимается с
учетом конструктивных требований не менее:
- требуемой по расчету,
- требуемой по минимальному проценту армирования.
Продольные стержни диаметром не менее 16 мм устанавливаются так,
чтобы расстояние между ними по ширине сечения колонны не превышало
400 мм. Обязательно устанавливается продольная арматура в углах сечения.
При высоте сечения более 500 мм необходима установка
конструктивной продольной арматуры класса А400 диаметром 12 мм, чтобы
расстояние между осями стержней продольной арматуры в плоскости изгиба
не превышало 500 мм.
Поперечную арматуру
в подкрановой части устанавливают
конструктивно, аналогично надкрановой части.
При необходимости выполняется расчет подкрановой части в
плоскости, перпендикулярной плоскости действия момента. Расчетная длина
подкрановой части колонны из плоскости определяется по Прил. 11.

35
5.3. Расчет консоли
Для опирания подкрановых балок на колонны служат короткие консоли.
На консоль сплошной колонны действуют следующие усилия:
-
поперечная сила от вертикального давления подкрановой балки и
кранов: Q = (Gп.б . +Dmax),
- изгибающий момент: М=Qc,
где с - плечо момента М, равное расстоянию от внутренней грани колонны до
линии действия поперечной силы. Плечо с может приниматься равным
расстоянию от внутренней грани колонны до внутренней грани опоры
подкрановой балки.
Высота консоли hк должна обеспечивать прочность по поперечной силе,
она назначается не менее 200 мм, кратно 100 мм. Ширина консоли b равна
ширине сечения колонны.
Рабочая высота сечения консоли:
h0=hк-a,гдеа=0,03м.
Требуемая площадь сечения продольной арматуры консоли
определяется из расчета прочности изгибаемого элемента с одиночным
армированием:
2
0
0
h
b
R
M
A
b



По прил. 3 определяем безразмерный коэффициент η и вычисляем
требуемую площадь арматуры:
0
h
R
M
A
s
s




Верхняя продольная арматура консоли назначается в виде 2 стержней.
Диаметр стержней подбирается по Приложению 8.
Для обеспечения прочности консоли при действии поперечной силы
предусматривается конструктивное армирование ее по высоте хомутами в 2
ряда из арматуры А240 диаметром 8 мм.
Если поперечная сила Q приложена на расстоянии сот заделки консоли
с высотой сечения h, то при условии
c
h 5,2

консоль армируется хомутами,
наклоненными под углом 45, а при условии
c
h 5,2

-
горизонтальными
хомутами,
Шаг хомутов Sw назначается не более 150 мм и не более h/4.
Проверка прочности консоли на действие поперечной силы Q:
,
sin
8,0
2






b
b
W
l
b
R
Q

36
где  - угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали,
sin2 =
hк
2
hк
2 +lsup
2 ; ≈80,
lsup– длина площадки опирания нагрузки вдоль вылета консоли, принимается
равной вылету консоли l1 . Можно принимать lsup =l1 = 400 мм.
;
5
1
1
2
W
W




μ - коэффициент армирования:
w
sw
W
S
b
A


1

,
α - коэффициент приведения:
;
b
s
E
E


.
Рис. 5.1 . Схема к расчету консоли колонны
5.4. Расчет подкрановой двухветвевой части колонны
Двухветвевая колонна рассчитывается как рамный стержень –
многоэтажная однопролетная рама. Ригелями рамного стержня служат
короткие жесткие распорки, деформациями которых в расчете пренебрегают.
Основные геометрические характеристики:
- общая длина подкрановой части Н2,
- высота сечения ветви hв;
- высота сечения распорки h;

37
- расстояние между осями ветвей с,
- расстояние между осями распорок S.
Рабочая высота сечения ветви:
04
,
0
0


в
в
h
h
м.
Расстояние между осями ветвей:
c
h
h
C


1
.
Часть колонны между осями двух соседних распорок называют
панелью. Количество панелей принимается в зависимости от высоты колонны
(Прил. 1).
Среднее расстояние между осями распорок:
n
H
S
1

Расчет поперечного сечения подкрановой части производитсяна
расчетные усилия M4-4, N4-4, Q4-4, действующие в сечении 4-4, в месте заделки
колонны в фундамент.
Продольные силы в ветвях колонны:
N=
N4−4
2
±
η∙M4−4
c
.
При определении коэффициента η учитывают влияние гибкости ветвей
в плоскости изгиба как для составного сечения.
Далее по аналогии с расчетом надкрановой части колонны вычисляют:
e0=
M4−4
N4−4
При вычислении эксцентриситета знаки не учитываются.
Расчетная длина подкрановой части при наличии крановой нагрузки:
1
0
·
5,1 H
l
.
Приведенный радиус инерции сечения, состоящего из двух ветвей:
ired =
√c2
4∙[1+3(
c
ψ∙n ∙hв
)2]
где ψ= 1,5 – коэффициент приведения длины; n – число панелей в
подкрановой части.
Если приведенная гибкость колонны:
14
0


red
red
i
l

–
необходимо учесть влияние прогиба на прочность элемента.

38
Для определения критической силы вычисляют:
- момент инерции двухветвевой подкрановой части:

















2
3
2
·
·
12
2
c
h
b
h
b
I
в
в
- коэффициент φl :
φl=1+
M4l
M41
Если в расчетном сочетании присутствует снеговая (длительная)
нагрузка, определяют момент и продольную силу от постоянных и
длительных нагрузок:
Ml = Mпост + 0,5Mсн
Nl = Nпост + 0,5Nсн
Момент относительно центра тяжести растянутой (или менее сжатой)
ветви:
- от постоянных и длительных нагрузок:
M4l=Ml+Nl
c
2
,
- от полной нагрузки:
M41 = M4−4 + N4−4
c
2
Относительный эксцентриситет:
δе=
е0
h1
Если δе < δmin = 0,15, то принимают 0,15.
Диаметр
продольной
рабочей
арматуры по
требованиям
трещиностойкости не менее 16 мм. По ширине сечения колонны может
требоваться 2 или 3 продольных стержня, чтобы расстояние между ними не
превышало 400 мм.
Исходя из этого, при симметричном армировании (As=A’s) задаются
коэффициентом армирования:
μ=
2∙As
b∙hв0
> μmin
где As– площадь сечения арматуры у одной грани, 2 или 316.
Тогда момент инерции продольной арматуры:
2
0
2
·
·
·
·
2







c
h
b
I
вc
s


39
Жесткость элемента:

S
S
e
l
b
I
E
I
E
D








7,0
3,0
15
,
0


Условная критическая сила:
2
0
2
l
D
Ncr


Коэффициент η, учитывающий влияние прогиба:
cr
N
N44
1
1




,
Усилия в ветвях колонны определяют по формулам:
Nв1 =
N4−4
2
+
η∙M4−4
c
;
Nв2 =
N4−4
2
−
η∙M4−4
c
;
Mв=
Q4−4
∙s
̅
4
.
Вид напряженного состояния ветвей определяют по знаку продольной
силы: «+» - растяжение, «-» - сжатие.
Эксцентриситет продольной силы:
e0=
Mв
Nв1
.
Случайный эксцентриситет продольной силы ea принимается
наибольшим из следующих значений:
1)
600
S
ea

2)
30
в
a
h
e
см
3)ea=1см.
Если начальный эксцентриситет больше случайного, e0 > ea,max, то в
дальнейших расчетах используют e0 , тогда:
e=e0+
hв
2
−
a.
Итак, для расчетного сочетания усилий в наиболее сжатой ветви
действует продольная сила Nb1 с эксцентриситетом e.
Подбор арматуры в ветвях подкрановой части колонны производится
аналогично расчету сплошных сечений.
Предполагают, что относительная высота сжатой зоны меньше
граничной:

40
2
1
8,0
b
s
S
R
E
R





где Еs– модуль упругости стали, для стержневой арматуры Еs= 2·105 МПа,
εb2 – относительные деформации бетона, для тяжелого бетона при длительной
нагрузке и влажности 40-75% εb2 = 4,8·10-3
.
Относительная величина продольной силы:
0
1
1
в
b
b
в
n
h
b
R
N






,
Обычно получается αn > R, т.е . имеет место случай «малых»
эксцентриситетов.
Определяют площадь сечения продольной арматуры в следующем
порядке:
2
1
R




,
при 1>1 принимается 1 =1,

2
0
1
0
1
1
2/'
в
b
b
в
в
в
m
h
b
R
a
h
N
M








;
0
'
в
h
a


;
,
1
)
2
1(1
1
1









m
s
Если αs < 0, то рабочая арматура по расчету не требуется. Сечение
следует армировать по конструктивным требованиям, исходя из
минимального процента армирования, но не менее чем диаметром 16 мм.
Относительная высота сжатой зоны:
,
2
1
2
)
1(
s
R
R
s
R
n












Требуемая площадь арматуры при симметричном армировании:










1
)
2
1(
'
1
0
m
s
b
s
s
R
bh
R
A
A
.
Если
0
'

S
S
A
A
, то по расчету арматура не требуется, армирование
назначается конструктивно диаметром 16 мм. Если при определении

41
критической силы cr
N коэффициент армирования назначался исходя из
минимально допустимого диаметра арматуры (16 мм), перерасчет можно не
производить.
В случае если
0
'

S
S
A
A
, и коэффициент армирования
0
'
в
S
S
h
b
A
A




значительно превосходит принятый при определении величины Ncr , следует
скорректировать значение μ и повторить расчет.
Для подкрановой части колонны следует проверить необходимость
расчёта в плоскости, перпендикулярной к плоскости поперечной рамы.
Расчетная длина подкрановой части из плоскости рамы при наличии
вертикальных связей между колоннами:
l0
,
= 0,8 ∙Н1
Радиус инерции:
12
2
b
i

Гибкость из плоскости рамы:
λ,
=
l0
,
i,
Если λ, < λred –расчет прочности подкрановой части колонны в
плоскости, перпендикулярной к плоскости поперечной рамы, не требуется.
В противном случае, если
red
i
l







0
, расчет производится на
наихудшее сочетание усилий в сечении 4-4 при
м
кН
M



0
.
5.5. Расчет промежуточной распорки
Максимальная поперечная сила, действующая в сечении 4-4
подкрановой части колонны Q определяется по табл. 4.1.
Изгибающий момент в распорке определяется без учета знака:
Mds =
Q4−4
∙S
̅
2
Поперечная сила в распорке:
Qds =
2∙Mds
c
Эпюры моментов и поперечных сил в распорке показаны на рис. 5.2.

42
Рис. 5 .2 . Эпюры моментов и поперечных сил в распорке.
Ширина сечения распорки равна ширине сечения колонны; высота
распорки:
h=(1,5...2)·hв
Рабочая высота сечения:
м
h
h
04
,
0
0


.
Площадь продольной рабочей арматуры при симметричном
армировании:
As=As
′
=
Mds
Rs(h0 − a
′
)
В качестве продольной рабочей арматуры принимают стержни класса
A400 диаметром не менее 12 мм.
Поперечная арматура в распорке по расчету не требуется, если
поперечная сила воспринимается бетоном:
Qds<Qb
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении равна:
c
h
b
R
Q
bt
b
b
b
2
0
1
2






,
При этом должны выполняться условия:
Qb≤
0
1
5
2
h
b
R
,
bt
b



;
Qb≥
0
1
5
0
h
b
R
,
bt
b



.
где: 2b
 - коэффициент, принимаемый равным 1,5; с - величина проекции
опасной наклонной трещины на продольную ось распорки:
с=2h0,
но не более расстояния в свету между внутренними гранями ветвей колонны:
с≤(h1–2hв).

43
Если поперечная сила воспринимается бетоном (т.е. выполняется
условие Qds < Qb), поперечная арматура ставится конструктивно.
Диаметр поперечных стержней назначается из условия сварки с
продольной рабочей арматурой.
Шаг поперечных стержней не должен превышать:
мм
h
Sw
500
4
3
0

.
Если поперечная сила не может быть полностью воспринята бетоном
(Qds>Qb), то шаг поперечных стержней следует определять расчетом.
Поперечная сила, которая должна восприниматься поперечной
арматурой, равна:
Qsw=φsw∙qsw∙c,
где φsw - коэффициент, равный 0,75; qsw – погонное усилие в поперечной
арматуре:
qsw =
Rsw ∙Asw ∙n
Sw
.
Отсюда требуемый шаг поперечных стержней определяется по формуле:
Sw=
φsw∙Rsw∙Asw∙n ∙c
Qds−Qb
где n - количество стержней в поперечном сечении распорки, n = 2.
Шаг поперечных стержней не должен превышать:
Smax =
γb1∙Rbt∙b ∙h0
2
Qds
При назначении шага должно выполняться требование к интенсивности
поперечного армирования:
qsw =
Rsw ∙Asw ∙n
Sw
>0,25∙γb1∙Rbt∙b.
Окончательно шаг назначают с учетом конструктивных требований:
.
300
;
2
1
0
мм
S
h
S
w
w


Для предотвращения образования продольных трещин при действии
продольной силы оголовок колонны усиливается путем установки четырех
сеток на длине не менее 10d, расстояние между сетками 60...150 мм и не
более 1/3 меньшей стороны сечения колонны. Сетки устанавливаются с
шагом 60 мм, первая сетка устанавливается на расстоянии 20 мм от наружной
поверхности колонны,

44
Для предотвращения выпучивания сжатой продольной арматуры в
колонне предусматривается поперечная арматура с шагом не более 15d и не
более 500 мм. Диаметр стержней поперечной арматуры подбирается из
условия соответствия диаметров при сварке продольных и поперечных
стержней каркаса колонны (см. Прил. 9).
Толщина защитного слоя для продольной рабочей арматуры колонны не
менее 20 мм и не менее диаметра рабочей арматуры d.
Схема армирования колонны представлена на рис. 5 .3 .
Рис. 5 .3 . Схема армирования колонны.

45
6. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТА
Для фундаментов одноэтажных зданий производственного назначения
следует применять столбчатые монолитные фундаменты, которые состоят из
подколонника и одно-, двух- или трехступенчатой плитной части.
При устройстве фундамента следует предусматривать бетонную
подготовку толщиной 100 мм из тяжелого бетона класса не ниже В7,5.
Для унификации инвентарной опалубки, все размеры в плане следует
принимать кратными 300 мм.
Площадь сечения подошвы фундамента следует принимать по расчету,
исходя из усилий, передаваемых колонной, и допускаемым удельным
давлением грунта.
Обрез верха фундамента следует располагать на отметке – 0,15 м.
Толщину стенки стаканной части по верху принимают не менее 175 мм.
Зазор между гранями колонн и стенками стаканной части:
- по верху не менее75 мм,
- по низу не менее 50 мм,
- между низом колонн и дном стакана 50 мм.
Подколонник для ветвей двухветвевых колонн устраивается общим, из
тяжелого бетона класса не ниже В15.
Высоту ступеней плитной части следует принимать 300 или 450 мм.
Вылет плитной части фундамента относительно подколонника и вылет
отдельных ступеней ограничивается отношением 1:2.
Сборные колонны заделываются в фундамент на глубину,
обеспечивающую жесткое соединение и анкеровку растянутой арматуры.
Армируют фундаменты сварными сетками по подошве. Защитный слой
бетона при наличии подготовки не менее 40 мм.
Фундамент воспринимает усилия от колонны в сечении 4-4: N4-4, Q4-4и
M4-4 . Кроме того, на фундамент действуют дополнительные нагрузки от
стеновых панелей ниже опорного столика и от фундаментных балок.
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления:
Gстен = (Hпан·γж/б,пан + Hостекл·γостекл )·B ·γf·γn
Расчетная нагрузка от веса фундаментной балки:
Gфб = Gфб
n
· γf·γn,
здесь Gфб
n
–
нормативный вес фундаментной балки, при шаге колонн 12 м
принимается Gфб
n
=30кН;пришаге6м-Gфб
n
= 12кН.
Дополнительные
нагрузки
передаются
на
фундамент
с
эксцентриситетом:
e=
tстен + h1
2

46
Расчетные усилия в фундаменте с учетом дополнительных нагрузок:
M = M4-4 - (Gстен + Gфб)·e;
N=N4-4+Gстен+Gфб.
6.1. Определение геометрических размеров фундамента.
Высота фундамента Нф определяется (рис. 6 .1):
H=hз+0,05м+0,2м,
где hз – глубина заделки колонны в стакане, 0,05 м – толщина бетонной
подливки под колонну; 0,2 м – минимальная толщина фундаментной плиты
ниже дна стакана.
Рис. 6.1. Схема фундамента.
Глубина заделки колонны в стакане hз должна обеспечивать:
1) жесткую заделку колонны;
2) надежную анкеровку растянутой арматуры (при ее наличии).
Чтобы обеспечить жесткую заделку колонны в фундаменте в плоскости
поперечной рамы, глубина заделки двухветвевой колонны определяется как
большее из двух значений:
1
33
,
0
50
,
0
h
hз


;
1
5,1 b
hз


.
Для сплошной колонны:
1
3
1
3
5,1
;
b
h
h
h



Для обеспечения анкеровки рабочей арматуры колонны глубина
заделки равна:

47
ef
s
cal
s
ан
з
A
A
h
h
,
,
,
0


,
но не менее
ан
h,0
3,0
,
- не менее
s
d
15,
- не менее 200 мм.
Здесь As,cal и As,ef
-
площади поперечного сечения арматуры в
колонне, соответственно требуемая по расчету и фактически установленная;
если арматура в колонне по расчету не требовалась, то hан = 0;
α - коэффициент, равный 1,0 – для растянутых стержней; 0,75 – для
сжатых стержней.
h0ан - базовая длина анкеровки, необходимая для передачи усилия в
арматуре с полным расчетным значением сопротивления Rs на бетон:
s
bond
s
s
ан
u
R
A
R
h



,
0
где: As - площадь поперечного сечения анкеруемого стержня арматуры,
u - периметр сечения стержня; As и u определяются по номинальному
диаметру стержня;
Rbond - расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном,
принимаемое равномерно распределенным по длине анкеровки и
определяемое по формуле:
bt
bond
R
R



2
1

;
здесь Rbt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению;
1
 - коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры,
принимаемый равным:
1,5 – для гладкой арматуры;
2 – для холоднодеформированной арматуры периодического профиля;
2,5 – для горячекатаной и термомеханически обработанной арматуры
периодического профиля;
2
 - коэффициент, учитывающий влияние размера диаметра арматуры,
принимаемый равным:
1,0 – при диаметре арматуры
мм
ds 32

;
0,9 – при диаметре арматуры
мм
и40
32
.
Глубина заложения фундамента от отметки ±0,000 принимается не
менее:
dф≥Нф+0,15м,

48
и не менее расчетной глубины сезонного промерзания грунта при пучинистых
грунтах основания.
Площадь подошвы фундамента назначается из расчета по
деформациям (II группа предельных состояний):
ф
f
d
R
N
A
·
,
:
05
,
1
0



,
где 1,05 – коэффициент, учитывающий наличие момента; N – расчетная
продольная сила, γf - усредненный коэффициент надежности по нагрузке, γf =
1,15; γ – средний удельный вес материала фундамента и грунта, принимается
20...22 кН/м3
.
Для внецентренно нагруженных фундаментов рекомендуемое
отношение сторон подошвы
2
1,
b
l

.
Тогда ширина и длина фундамента соответственно:
;
2,1
A
b
b
l·2
,
1

Окончательно назначают размеры подошвы не менее требуемых по
расчету, кратными 0,3 м.
Для полученных размеров фундамента определяют расчетное
сопротивление грунта по формуле [7]:
0
0
0
0
1
0
2
1
d
d
d
·
b
)b
b(k
R
R








.
здесь
05
0
1
,
k
–
для мелких и пылеватых песков, супесей, суглинков, глин,
125
0
1
,
k
–
для крупнообломочных грунтов, песков крупных и средней
крупности; b0, d0 - размеры условного фундамента: b0= 1 м, d0 = 2 м.
Зная расчетное сопротивление грунта, уточняют размеры подошвы
фундамента.
Фундамент высотой до 450 мм устраивается одноступенчатым, при
высоте 500..900 мм – двухступенчатым, при высоте более 900 мм –
трехступенчатым. Стандартная высота ступени 300, 450 или 600 мм. Ступени
фундамента могут иметь одинаковую высоту, или высота нижней ступени
может быть увеличена.
Вынос каждой ступени принимается равным ее высоте; вынос нижней
ступени может быть увеличенным.

49
В фундаментах стаканного типа толщина стенки стакана по верху
должна быть не менее 200 мм. Зазор для замоноличивания колонны в стакане
по верху 75 мм, по низу 50 мм.
6.2. Проверка прочности грунта под подошвой фундамента.
Проверка краевых давлений под подошвой фундамента предотвращает
наступление предельных состояний второй группы. В расчетах учитываются
нормативные нагрузки и усилия в уровне подошвы фундамента.
Момент в уровне подошвы фундамента:
Mn,ф =Mn+Qn∙Hф
Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах:
Gn=l∙b ∙d ∙γ ∙γn
Эксцентриситет приложения равнодействующей нагрузки на
фундамент относительно центра тяжести подошвы:
e0=
Mn,ф
Nn+Gn
Если эксцентриситет e0 <
l
6
, то эпюра напряжений в грунте под
подошвой фундамента трапециевидная (рис.6.2).
Если эксцентриситет e0 >
l
6
, то необходимо увеличить размеры
подошвы фундамента и повторить расчет.
Рис.6.2 . Схема к расчету фундамента

50
Краевые давления под подошвой внецентренно загруженного
фундамента проверяются по условиям:
Pn,max =
Nn+Gn
A
(1+
6∙e0
l
)<1,2 ∙R;
Pn,min =
Nn+Gn
A
(1−
6∙e0
l
)> 0.
6.3. Проверка прочности фундамента под торцом колонны на местное
сжатие
Прочность бетона без косвенного армирования под торцом колонны при
местном сжатии проверяется из условия:
N < ψ·Rbloc·Ab,loc,
где N - местная сжимающая сила от внешней нагрузки;
Ab,loc- площадь приложения сжимающей силы (площадь смятия);
Rb.loc- расчетное сопротивление бетона сжатию при местном действии
сжимающейсилы;
ψ - коэффициент, принимаемый равным 1,0 при равномерном и 0,75
принеравномерном распределении местной нагрузки по площади смятия.
Значение Rb.loc определяют по формуле
Rb.loc = φb·Rb,
где φb=0,8 ∙ √
Ab,max
Ab,loc
,
при этом φb принимается не более 2,5 и не менее 1,0.
Ab,max - максимальная расчетная площадь, согласно рис. 6.3:
Ab,max = (b + 2hв)·(hв + b),
где hв и b– размеры поперечного сечения ветви колонны.
Рис. 6.3 . Схема к определению площади местного сжатия.
Если условие прочности не выполняется, требуется назначить
косвенное армирование фундаментной плиты в зоне опирания колонны.

51
Следует помнить, что косвенное армирование увеличивает прочность
элемента не более, чем вдвое.
Сетки косвенного армирования располагаются в пределах расчетной
площади Ab,max .
6.4. Расчет армирования подошвы фундамента
Фундамент армируется по подошве сварной сеткой с рабочими
стержнями в обоих направлениях. Стержни в коротком направления обычно
располагаются ниже, стержни в длинном направлении – выше.
В курсовом проекте выполняется расчет армирования в плоскости
поперечной рамы.
Подбор арматуры для подошвы фундамента производится из расчета
прочности ступеней фундамента при изгибе как консольных балок под
действием реактивного отпора грунта.
Реактивный отпор грунта под подошвой для расчета прочности
определяется от расчетных усилий без учета веса фундамента и грунта на
его уступах:
Pmax =
N
A
+
Mф
Wф
;
Pmin =
N
A
−
Mф
Wф
,
Wф - момент сопротивления прямоугольной подошвы фундамента;
Wф=
b∙l2
6
.
Далее определяются давление грунта, момент и требуемая площадь
арматуры в характерных сечениях фундамента: по границе пирамиды
продавливания, по грани верхней ступени и подколонника.
Сечение I–I
–
по границе пирамиды продавливания:
Давление грунта:
P1−1 = Pmax −
Pmax − Pmin
l
∙c1
Максимальный изгибающий момент:
M1−1 =
1
3
b∙c1
2
(Pmax +
P1−1
2
)
Требуемая площадь сечения арматуры:
As1 =
M1−1
0,9 ∙h01∙Rs

52
где h01 – рабочая высота нижней ступени, h01=h1 –65 мм.
Сечение 2-2 – по грани верхней ступени:
Давление грунта:
P2−2 = Pmax −
Pmax − Pmin
l
∙c2
Максимальный изгибающий момент:
M2−2 =
1
3
b∙c2
2
(Pmax +
P2−2
2
)
Требуемая площадь сечения арматуры:
As2 =
M2−2
0,9 ∙h02∙Rs
где h02 – рабочая высота сечения 2-2 при а = 65 мм.
Сечение 3-3 – по грани стакана:
Давление грунта:
P3−3 = Pmax −
Pmax − Pmin
l
∙c3
Максимальный изгибающий момент:
M3−3 =
1
3
b∙c3
2(Pmax +
P3−3
2
)
Требуемая площадь сечения арматуры:
As3 =
M3−3
0,9 ∙h03∙Rs
где h03 – рабочая высота сечения 3-3 при а = 65 мм.
Арматуру подбирают по большему из полученных значенийтребуемой
площади As с учетом конструктивных требований. Минимальный диаметр
арматуры:
- придлинестержнейl<3м-10мм,
- придлинестержнейl>3м-12мм.
Шаг стержней назначают в пределах 150-300 мм кратно 50 мм.
Расстояние от боковых граней фундамента до крайних стержней сетки
назначают с учетом защитного слоя 50...100 мм.

53
Число стержней подбирают так, чтобы их суммарная площадь сечения
была больше требуемой: Аs,факт>Аs,треб.
Коэффициент армирования для фундамента должен быть не менее
μmin=0,1% .
Расчет армирования в коротком направлении (из плоскости поперечной
рамы) выполняется только для сечения 4-4 (рис. 6.4) по вышеприведенной
методике.
250 200
1350
1050
850
2
1
0
0
1
5
0
0
1
1
0
0
2
0
0
1
0
0
2
0
0
2
0
0
1
0
0
200
100
550
9 12 A400
шаг 300(250)
9 10 A400
шаг 250(200)
2
5
0
3
0
0
50
5
0
3
0
0
2
5
0
5
0
50
Рис. 6 .4. Схема армирования фундамента.
Марка сетки обозначается в виде дроби; в числителе приводятся данные
о продольно арматуре, в знаменателе – о поперечной:
С
d
d1
b×l,
где C - буквенное обозначение наименования сварной сетки(с добавлением
для рулонных сеток индекса «р» - Ср); d, d1 - диаметр соответственно
продольных и поперечных стержней с указанием класса арматурной стали;
b, l - соответственно ширина и длина сетки в сантиметрах.
Для легких сеток после диаметра стержней (через тире) указывают
значение шага стержней в миллиметрах.
Для сеток с доборным шагом в скобках приводят значение доборного
шага продольных или поперечных стержней в миллиметрах.
Например, марка сетки С1
40
40
178
238
)
100
(
200
400
10
)
100
(
200
400
10



А
А
означает сетку с
продольной арматурой Ø10А400, основной шаг стержней 200 мм, шаг

54
крайних стержней 100 мм; поперечная арматура такая же. Длина сетки 238
см, ширина 178 см, концевые участки стержней по 40 мм.
Стенки стакана армируются
плоскими сварными сетками,
расположенными у наружных и внутренних поверхностей стенок. Диаметр
стержней принимают по расчету, но не менее 8 мм и не менее четверти
диаметра продольных стержней подколонника.
Расстояние между сетками - не более четверти глубины стакана и не
более 200 мм.

55
7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Железобетонные фермы применяются при пролетах 18, 24 и 30 м и шаге
6 или 12 м. Высота всех ферм в середине пролета принимают равной 1/7...1/9
пролета. Длину панелей верхнего пояса назначают равной 3 м, чтобы нагрузка
от плит покрытия передавалась в узлы фермы.
Фермы при пролете 18 и 24 м рационально изготавливать цельными.
Если решетка фермы изготавливается одновременно с бетонированием
поясов, то ширина решетки должна быть равна ширине сечения поясов.
Ширину сечения поясов ферм принимают одинаковой. При шаге ферм
6 м она равна 200-250 мм, при шаге 12 м – 300-350 мм. Размеры сечения
элементов типовых ферм пролетом 18 и 24 м приведены в Приложении 3.
Нижний растянутый пояс проектируют предварительно напряженным с
натяжением арматуры на упоры. Предварительно напряженными
проектируют и растянутые раскосы при больших усилиях. При этом должны
соблюдаться нормативные расстояния между стержнями напрягаемой
арматуры.
Верхний сжатый пояс и сжатые элементы решетки армируют
ненапрягаемой арматурой в виде сварных каркасов.
В узлах железобетонных ферм для надежной передачи усилий между
элементами устраивают вуты (уширения). Опорные узлы армируют
дополнительной продольной ненапрягаемой арматурой и поперечными
стержнями. Эти стержни обеспечивают надежную анкеровку растянутой
арматуры нижнего пояса и прочность узла по наклонному сечению.
Для уменьшения размеров сечений и снижения массы железобетонных
ферм рекомендуется бетон классов В30...В50. В качестве напрягаемой
арматуры для нижнего пояса ферм при пролете более 12 м рекомендуется
горячекатаная арматура классов А800, А1000, а также арматурные канаты
классов К-7 и К-19.
7.1. Определение нагрузок на ферму.
Ферму рассчитывают на действие постоянных и временных нагрузок –
вес покрытия и фермы, снеговая нагрузка, нагрузки от подвесного транспорта
(при наличии). В расчетах учитывают также невыгодное для элементов
решетки загружение одной половины фермы снегом и подвесным
транспортом.
Доля длительно действующей снеговой нагрузки принимается равной
0,5 от полного значения, согласно СП 20.13330.2016.

56
Равномерно распределенную нагрузку от покрытия, определенную
ранее в таблице 3.1, прикладывают в виде сосредоточенных сил к узлам
верхнего пояса.
Вес фермы и также учитывается в виде сосредоточенных сил,
приложенных к узлам верхнего пояса.
Узловые расчетные нагрузки по верхнему поясу фермы:
Постоянная
n
пан
пост
B
l
g
F

*
*
*

Кратковременная (полная) снеговая:
n
пан
f
g
сн
B
l
s
F







Длительная снеговая:
сн
дл
сн
F
F


5,0
,
где lпан – длина панели фермы, равная 3 м, B – шаг ферм.
Аналогично вычисляются узловые нормативные нагрузки.
7.2. Определение усилий в элементах фермы.
Статический расчет ферм можно выполнять как с помощью методов
строительной механики, так и с использование программ САПР.
В элементах раскосных ферм возникают растягивающие или
сжимающие продольные силы; в элементах арочной безраскосной фермы –
изгибающие моменты и продольные силы.
Ориентировочные значения усилий от единичных нагрузок,
определенные с помощью программы ЛИРА-САПР, приведены в
Приложении 4.
Пользуясь таблицей усилий от единичных нагрузок, определяют
нормативные и расчетные усилия от фактических нагрузок (табл.7.1):
- от постоянной нагрузки;
- от полной снеговой нагрузки;
- от длительной снеговой нагрузки;
- от постоянной и полной снеговой нагрузки;
- от постоянной и длительной снеговой нагрузки.

57
Таблица 7.1
Усилия в элементах фермы
Эле
мент
ы
фер
мы
Усилия от
постоянной
нагрузки
Усилия от
полной
снеговой
нагрузки
Усилия от
длительной
снеговой
нагрузки
Усилия от
постоянной
и полной
снеговой
нагрузки Nn
Усилия от
постоянной
и
длительной
снеговой
нагрузки Nn,l
γf=1 γf>1 γf=1 γf>1 γf =1 γf>1 γf =1 γf>1 γf =1 γf>1
H1
H2
P1,
и т.д.
7.3. Проектирование сечений элементов фермы
7.3.1 Нижний растянутый пояс
Ширина сечения нижнего пояса фермы назначается в зависимости от
шагаферм:пришагеВ=6мширинапоясаb=200-250мм,приB=12мb=
300-350 мм.
Размеры сечения нижнего пояса обозначают bхh.
Предварительно назначают класс бетона и класс арматуры (см. п . 7.1).
Расчет прочности выполняется на суммарное опасное кратковременное
усилие N для наиболее нагруженного элемента (см. Прил. 4, элемент Н2).
Из условия прочности определяют требуемую площадь сечения
растянутой продольной напрягаемой арматуры класса при коэффициенте
условий работы арматуры γs3 = 1,1:
15
,
1
3



s
s
sp
R
N
А

При этом коэффициент 1,15 учитывает увеличение площади
напрягаемой арматуры на 15% для обеспечения требований по
трещиностойкости.
Назначают армирование нижнего пояса, например, канатами К-7.
Площадь сечения одного каната или стержня As1 определяют по Приложению 8.
Требуемое число канатов (или стержней) составляет:
1s
sp
A
A
n

58
Фактическая площадь напрягаемой арматуры нижнего пояса составит:
1s
sp
A
n
А


Расчет нижнего пояса на трещиностойкость.
Расчет на трещиностойкость предотвращает наступление предельных
состояний 2 группы. Он выполняется на действие нормативных усилий: Nn -
от полной нагрузки, и Nn,l - от постоянной и длительной снеговой нагрузок. В
расчете используются нормативные сопротивления арматуры Rs,n.
Предварительные напряжения арматуры σsp следует принимать не
более 0,9·Rs,n для горячекатаной и термомеханически упрочненной арматуры
и не более 0,8·Rs,n для холоднодеформированной арматуры и арматурных
канатов.
Таким образом, при армировании нижнего пояса канатами или
проволокой принимают :
n
s
sp
R,
8,0


при армировании стержневой арматурой:
n
s
sp
R,
9,0


При расчете предварительно напряженных конструкций учитывают
снижение предварительных напряжений вследствие потерь:
Первые потери - до передачи усилий натяжения на бетон:
-
от релаксации предварительных напряжений в арматуре,
- от температурного перепада при термической обработке конструкций,
- от деформации анкеров,
- от деформации формы (упоров);
Вторые потери - после передачи усилия натяжения на бетон:
- от усадки бетона;
- от ползучести бетона.
Первые потери:
1) От релаксации напряжений арматуры:
Для арматуры классов А600-А1000 :
при механическом способе натяжения:
;
20
1,0
1




sp
sp


при электротермическом способе натяжения:
sp
sp





03
,
0
1
Для арматуры классов Вр1200-Вр1500, К1400, К1500, К1600:

59
при механическом способе натяжения:
sp
n
s
sp
sp
R








),1
0
22
,
0(
,
1
при электротермическом способе:
sp
sp





05
,
0
1
Здесь σsp принимается без потерь в МПа.
2) Потери от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных
устройств при Δt=65̊С
МПа
,
,
Δt
,
Δσ sp
25
81
65
25
1
25
1
2





3) Потери от деформации стальной формы или упоров. При
одновременном натяжении арматуры на упоры принимают Δσsp3 =0.
4) Потери от деформации анкеров натяжных устройств:
,
Es
4




l
l
sp

где ∆l – смещение стержня в зажимах анкеров, при отсутствии данных
принимают 2 мм; l – длина натягиваемого стержня (каната) в мм, на 1 м
больше пролета фермы; Es –модуль упругости арматуры, для стержневой и
проволочной арматуры Es= 2·105 МПа, для канатов Es = 1,95·105МПа.
Суммарные первые потери предварительного напряжения арматуры
составляют:
4
3
2
1
)1(
sp
sp
sp
sp
sp
Δσ












Вторые потери:
1) Потери усадки бетона при натяжении арматуры на упоры:
,
,
5
s
sh
b
sp
E
Δσ


где εb,sh – деформации усадки бетона, принимаются в зависимости от класса
бетона:εb,sh= 0,0002 - для бетона классов В35 и ниже; 0,00025 - для бетона
класса В40; 0,0003 - для бетона классов В45 и выше.
2) Потери от ползучести бетона:
,
)
,8
0
1(*)
1(
1
8,0
cr
b,
2
,
6

















red
red
s
sp
bp
cr
b
sp
I
A
y
Δσ
где φb,cr – коэффициент ползучести бетона, определяется по таблице 7.2.

60
Таблица 7.2 .
Относительная
влажность
воздуха
окружающей
среды, %
Значения коэффициента ползучести бетона φb,cr при
классе тяжелого бетона на сжатие
В15 В20 В25 В30 В35 В40 В45 В50 В55 В60-
В100
Выше 75
2,4 2,0 1,8 1,6 1,5 1,4 1,3 1,2 1,1 1,0
40-75
3,4 2,8 2,5 2,3 2,1 1,9 1,8 1,6 1,5 1,4
Ниже 40
4,8 4,0 3,6 3,2 3,0 2,8 2,6 2,4 2,2 2,0
σbp– напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой
арматуры. Для симметрично армированного нижнего пояса фермы:
red
bp
A
P
σ
)1(

где Р(1) – усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
,
)
(
)1(
)1(
sp
sp
sp
A
P






Аred – площадь приведенного сечения элемента:
,
sp
red
A
h
b
А





α - соотношение модулей упругости арматуры Es и бетона Eb:
b
s
E
E


sp
 - коэффициент армирования:
A
Asp
sp


ys – расстояние между центрами тяжести сечения группы стержней
напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента. При
симметричном обжатии элемента напрягаемой арматурой ys=0.
Полные потери предварительного напряжения арматуры составят:
6
5
)1(
)2(
sp
sp
sp
sp
Δσ









При проектировании конструкций суммарные потери для растянутой
арматуры следует принимать не менее 100 МПа.
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в расчет с
коэффициентом точности натяжения арматуры γsp=0,9.
Тогда усилие обжатия с учетом полных потерь составит:

61
.
)
(
)2(
)2(
sp
sp
sp
sp
A
P






Усилие, воспринимаемое сечением при образовании трещин:

.)2(
,
P
A
R
k
N
red
ser
bt
crc




кН,
здесь k = 0,85 – коэффициент, учитывающий снижение трещиностойкости
вследствие жесткости узлов фермы.
При выполнении условия Nn,кр ≤ Ncrcтрещины в элементе не образуются.
Если Ncrc<Nn,кр, условие трещиностойкости сечения не выполняется, и
необходим расчет по раскрытию трещин.
Расчет по раскрытию трещин.
Расчет растянутого пояса по раскрытию трещин производится по
продолжительному и непродолжительному раскрытию нормальных трещин.
Ширина продолжительного раскрытия трещин a1crc не должна
превышать предельно допустимой acrc1,ult:
acrc1 ≤ acrc1,ult
Ширина непродолжительного раскрытия трещин acrcтакже не должна
превышать предельного значения:
acrc= acrc1 + acrc2 - acrc3 ≤ acrc1,ult
где аcrc1 – ширина раскрытия трещин от продолжительного действия
постоянных и временных длительных нагрузокNl;
аcrc2 –ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия
постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок N;
аcrc3 – ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия
постоянных и временных длительных нагрузок Nl.
acrc,ult - предельная допустимая ширина раскрытия трещин принимается
меньшей из двух условий:
1) для обеспечения сохранности арматуры классов А800, А1000, Вр1200-
Вр1400, К1400, К1500 (К-19) и К1500 (К-7), К1600 диаметром 12 мм:
0,2 мм - при продолжительном раскрытии трещин (acrc1,ult);
0,3 мм - при непродолжительном раскрытии трещин(acrc,ult);
- то же, классов Вр1500, К1500 (К-7), К1600 диаметром 6 и 9 мм:
0,1 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,2 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
2) для ограничения проницаемости конструкций:
0,2 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,3 мм - при непродолжительном раскрытии трещин.
Ширина раскрытия трещин каждого вида в нижнем поясе фермы
определяется по формуле:

62
,
l
E
σ
ψ
a
s
s
s
s
i
crc







3
2
1
,
15
,
1



где 1,15
–
эмпирический коэффициент, учитывающий снижение
трещиностойкости из-за возникновения моментов в жестких узлах фермы;
φ1 – коэффициент, учитывающий продолжительность действия
нагрузки; принимается равным 1 - при непродолжительном действии
нагрузки, 1,4 – при продолжительном действии нагрузки;
φ2 – коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры;
принимается равным 0,5 - для арматуры периодического профиля и канатов,
0,8 – для гладкой арматуры А240;
φ3 – коэффициент, учитывающий характер нагружения; принимается
равным 1 – для изгибаемых и внецентренно сжатых элементов, 1,2 - для
растянутых элементов;
σs – напряжение в продольной предварительно-напряженной арматуре в
сечении с трещиной от внешней нагрузки. При определении acrc1 и acrc3
учитывают усилия от нормативной длительной нагрузки Nn,l:
σs=
Nn,l
−
P(2)
Asp
при определении acrc2 учитывают усилия от нормативной полной нагрузки
Nn;
ls- базовое расстояние между смежными нормальными трещинами:
s
sp
bt
s
d
A
A
l



5,0
,
окончательно ls принимается:
- не менее 10·ds и 100 мм,
- не более 40·ds и 400 мм,
где ds –номинальный диаметр арматуры.
ψs – коэффициент, учитывающий неравномерное распределение
относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами.
Согласно СП 63.13330.2012 в расчете можно принимать ψs=1.
Если условие acrc≤ acrc,ult не выполняется, то ψs следует определять по
формуле:
,
8,0
1
,
s
crc
s
s






где σs,crc – напряжение в продольной растянутой арматуре в сечении
с трещиной сразу после образования трещин. Для центрально-
растянутых предварительно напряженных элементов:

63
,
)2(
,
,
sp
crc
s
crc
s
A
P
N


где
.
85
,
0
,
crc
crc
s
N
N
Если σs,crc > σs, то принимают коэффициент ψs=0,2.
Суммарная ширина раскрытия трещин не должна превышать предельно
допустимой по нормам:
,3
0
,

ult
crc
а
мм.
Если условия по допустимой ширине раскрытия трещин для acrc и для
acrc,1 выполнены, принятое количество напрягаемой арматуры можно
оставить без изменений.
Если условия не выполняются, следует увеличить количество
напрягаемой арматуры и повторить расчет.
7.3.2 Верхний сжатый пояс
Элементы верхнего пояса фермы испытывают внецентренное сжатие с
начальным или случайным эксцентриситетом. Сжимающие усилия N в
элементах верхнего пояса близки по величине.
Для подбора размеров поперечного сечения верхнего пояса выбирают
наиболее нагруженную панель и выполняют ее расчет на прочность. Для
этого из таблицы 7.1 выписывают значения расчетного усилия от полной
нагрузки N=..., и от длительных нагрузок Nl= ....
Ширину верхнего пояса принимают из условия опирания плит
покрытия: при пролете плит 12м b = 300 мм, при пролете 6 м b =250 мм.
Ориентировочное значение требуемой площади верхнего пояса:
.
)
03
,
0
(8,0
1
sc
b
b
тр еб
R
R
N
A






Уточняют размеры сечения верхнего пояса bхh так, чтобы:
А=b·h>Атреб.
В элементах верхнего пояса действует случайный или начальный
эксцентриситет. Случайный эксцентриситет определяется как наибольшее из
трех значений:
600
l
ea

,
где l – наибольшее фактическое расстояние между узлами верхнего пояса;
30
h
ea

;
см
ea
.
1


64
Расчеты прочности внецентренно сжатого верхнего пояса фермы
выполняются аналогично расчету элементов колонны.
Наибольшая гибкость элемента верхнего пояса:
h
l0


,
где l0 - расчетная длина сжатого верхнего пояса в плоскости фермы:
при e0 < (1/8)h , ..................................l0 = 0,9l
при e0 ≥ (1/8)h. ..................................... 0,8l
сжатый верхний пояс из плоскости фермы:
для участка под фонарем размером 12 м и более ........ 0,8l
в остальных случаях ............................................ 0,9l
здесь l - расстояние между центрами смежных закрепленных узлов; e0 –
эксцентриситет продольной силы; h - высота сечения верхнего пояса; b -
ширина сечения верхнего пояса.
При λ > 4 необходимо учесть влияние прогиба элемента на его
прочность.
Условная критическая сила:
2
0
2
l
D
Ncr



,
где D – жесткость железобетонного элемента в предельной стадии:
;
7,0
)
3,0(
15
,
0
1
s
s
e
b
J
E
J
E
D










Момент инерции сечения:
12
*
3
h
b
J
Коэффициент, учитывающий влияние длительности действия нагрузки:
1
1
1
M
Ml
l



,
приэтом φl≤2.
Рабочая высота сечения:
см
h
h
4
0


Моменты относительно центра наиболее растянутого (или наименее
сжатого) стержня от действия постоянных и длительных нагрузок:
2
0
1
a
h
N
M
M
l
l
l



;
от действия полной нагрузки:

65
2
0
1
a
h
N
M
M



.
Относительный эксцентриситет продольной силы:
h
e
e
0


,
Окончательно δe принимается не менее 0,15 и не более 1,5.
Поскольку количество арматуры неизвестно, принимаем в первом
приближении коэффициент армирования около 1%, т.е. μ = 0,01.
Находим момент инерции сечения арматуры:
;
)
5,0
(
2
0
a
h
bh
Js


Далее определяем жесткость и условную критическую силу:
2
0
2
l
D
Ncr



Влияние прогиба на прочность элемента учитывается при помощи
коэффициента η:
cr
N
N


1
1

Уточняем эксцентриситет с учетом коэффициента η:
)
(5,0
0
0
a
h
e
e




.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона:
2
1
8,0
b
s
S
R
E
R





где Еs– модуль упругости стали, равный для стержневой арматуры Еs=
2·105МПа, εb2 – относительные деформации бетона, для тяжелого бетона при
длительной нагрузке и влажности 40-75% εb2= 4,8·10-3
.
Последовательно вычисляем требуемую площадь арматуры из условия
прочности для внецентренно сжатых элементов при симметричном
армировании:
0
h
b
R
N
b
n




.
При
R
n

  имеет место второй случай внецентренного сжатия - случай
«малых» эксцентриситетов.
.
2
1
R
n





66
Если получено ξ1 > 1, то для дальнейших расчетов принимают ξ1=1.
2
0
1
1
h
b
R
e
N
b
b
m







;
Относительный эксцентриситет:
0
h
а


;
,
1
2
11
1
1















m
s
Если
,
0

s

то арматура по расчету не требуется; армирование
назначают конструктивно.
Если
,
0

s

то вычисляют относительную высоту сжатой зоны ξпо
формуле:
S
R
R
S
R
n







2
1
2
)
1(





Требуемая площадь арматуры Аs= Аs
'
:














1
)2
1(
*
1
0
1
m
S
b
b
s
s
R
h
b
R
А
A
Коэффициент армирования μ:
0
h
b
А
As
s





Если полученное значение μ значительно отличается от принятого при
определении критической силы Ncr, то следует скорректировать μ и сделать
перерасчет.
Армирование верхнего пояса назначают в зависимости от размеров
сечения и требуемой площади арматуры. Минимальный допустимый диаметр
продольной сжатой арматуры для пояса фермы 10 мм:
d≥10мм.
При этом коэффициент армирования не должен быть менее минимально
допустимого по нормам:
min
0







h
b
А
As
s
.
Минимальный коэффициент армирования внецентренно сжатых элементов:
μmin= 0,001 - при гибкости =l0/h ≤ 5;
μmin=0,0025 - при гибкости =l0/i ≥ 25;

67
для промежуточных значений гибкости элементов μmin определяют по
интерполяции.
Диаметр хомутов назначают из условия сварки с продольной рабочей
арматурой (Прил. 9). Шаг хомутов должен удовлетворять требованиям норм:
S ≤ 500 мм и S ≤ 15d. Окончательно шаг хомутов назначается кратным 50 мм.
7.3.3 Растянутый раскос
В курсовом проекте для расчета выбирается наиболее нагруженный
растянутый раскос. Расчетная продольная сила в этом раскосе N, нормативная
Nn; в том числе от длительного действия нагрузки Nnl.
Для обеспечения прочности раскоса необходимая площадь продольной
арматуры составляет:
s
s
R
N
A
При растягивающих усилиях до 300 кН раскосы армируются
ненапрягаемой арматурой диаметром не менее 8 мм; при усилиях больше 300
кН - напрягаемой арматурой (стержневой или проволочной).
Если ферма бетонируется целиком, то ширина сечения элементов
решетки равна ширине поясов b; высота сечения назначается конструктивно
(прил.3)
Коэффициент армирования центрально растянутых элементов должен
быть не менее минимального:
min





h
b
As
= 0,1%.
Ко всем элементам решетки предъявляются требования 3-ей категории
по трещиностойкости.
Усилие, воспринимаемое сечением, при образовании трещин:
)
(
85
.
0
,
s
ser
bt
crc
A
A
R
N




где
b
s
E
E


Если N > Ncrc, то в элементе образуются трещины. Необходим расчет по
раскрытию трещин.
Суммарная ширина раскрытия трещин не должна превышать предельно
допустимой:
мм
a
a
a
а
а
ult
crc
crc
crc
crc
crc
4,0
,
3,
2,
1,





Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянной
и длительной снеговой нагрузок 1,
crc
а:

68
s
s
s
s
crc
l
E
а











3
2
1
1,
;
мм
a
a
ult
crc
crc
3,0
,
1,


где φ1, φ2, φ3 - данные из расчета нижнего пояса: φ1= 1,4; φ2 = 0,5; φ3 = 1,2;
ser
s
s
l
n
s
R
A
N
,
,



1

s

s
s
t
b
s
d
A
A
l



,
5,0
;
Если базовая длина ls > 400 мм, то в расчете принимают ls = 400 мм.
Если по расчету acrc,1 >0,3 мм, следует увеличить диаметр продольной
рабочей арматуры и сделать перерасчет.
Аналогично
определяют
ширину раскрытия
трещин
от
непродолжительного действия постоянной и полной снеговой нагрузок acrc,2,
и ширину раскрытия от непродолжительного действия постоянной и
длительной снеговой нагрузок acrc,3.
Суммарная ширина раскрытия трещин не должна превышать предельно
допустимой:
acrc>acrc,ult = 0,4 мм.
В противном случае следует увеличить диаметр арматуры и сделать
перерасчет.
После определения диаметра продольной арматуры назначают диаметр
поперечной арматуры из условия сварки. Шаг поперечных стержней не
должен превышать
.
2
max
b
S


7.3.4 Сжатый раскос
Для расчета выбирается наиболее нагруженный раскос. Расчет по
прочности выполняется на действие расчетной продольной силы N, в том
числе продольная сила от длительных нагрузок Nl.
Площадь сечения раскоса, требуемая из условия прочности,
ориентировочно составляет:
.
)
03
,
0
(8,0
1
sc
b
b
тр еб
R
R
N
A






Размеры сечения раскоса, принятые по Приложению 3, должны
обеспечивать требуемую площадь Aтреб.

69
Геометрическая длина раскоса l определяется по расчетной схеме
фермы.
Расчетная длина при расчете в плоскости фермы равна
l
l


8,0
0
.
Случайный начальный эксцентриситет определяется как большее из
трех условий:
600
l
ea

h
ea
30
1

;
см;
1

a
e
При гибкости элемента прямоугольного сечения:
λh=
l0
h
>4,
следует учитывать влияние прогиба элемента на его прочность с помощью
коэффициента
cr
N
N


1
1

Условная критическая сила:
2
0
2
*
l
D
Ncr


,
где жесткость железобетонного элемента в предельной стадии:
;
*
*
7,0
)
3,0(*
*
*
15
,
0
1
s
s
e
b
J
E
J
E
D





12
*
3
h
b
J
1
1
1
M
Ml
l



;
где усилия от длительных нагрузок:
;
2
0
1
a
h
N
M
M
l
l
l



2
0
1
a
h
N
M
M



.
Относительный эксцентриситет:
15
,
0
min
,
0



e
e
h
e


, иначе принимают
15
,
0

e

.

70
Обычно назначенная площадь сечения раскоса превышает требуемую,
тогда для определения коэффициента армирования площадь арматуры
назначают минимально возможной - 410.
Коэффициент армирования:
.
2
*
min
0







h
b
A
A
s
s
Момент инерции сечения арматуры:
;
)
5,0(
)
(
2
a
h
A
A
J
s
s
s





Уточненный эксцентриситет продольной силы:
)
(5,0
0
0
a
h
e
e




.
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
определено в расчете верхнего пояса:
2
1
8,0
b
s
S
R
E
R





Если относительная высота сжатой зоны меньше граничной:
R
b
b
n
h
b
R
N










0
1
-
имеет место первый случай внецентренного сжатия, случай «больших»
эксцентриситетов.
Требуемая площадь рабочей арматуры вычисляется в следующем
порядке:
2
0
1
1
h
b
R
e
N
b
b
m







;
0
h
а

;


















1
2
1
*
1
0
1
m
s
b
b
s
s
R
h
b
R
A
A
Хомуты устанавливают, как правило, из гладкой арматуры А240
диаметром 6 мм, с шагом s ≤ 15d.

8. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ДВУСКАТНОЙ БАЛКИ
8.1. Конструктивная схема балки.
Железобетонные балки покрытий могут иметь пролет 12, 18 м, в
отдельных конструкциях 24 м. При двускатном покрытии наиболее
распространены балки трапециевидного очертания, при односкатном или
плоском покрытии - балки с параллельными поясами. Шаг балок
покрытий —6 или 12 м.
Наиболее экономичное поперечное сечение балок покрытий—
двутавровое.
Толщина стенки назначается для удобства размещения каркасов 60...
100 мм. У опор толщина стенки увеличивается и устраивается
вертикальное ребро жесткости. Стенки балок в средней части пролета
могут иметь отверстия круглой или многоугольной формы.
Высоту сечения балок в середине пролета принимают (1/10...1/15)·l.
Высоту сечения двускатной трапециевидной балки в середине пролета
определяют уклон верхнего пояса (1:12 или 1:20) и типовой размер высоты
сечения на опоре (800 мм или 900 мм).
Ширину верхней сжатой полки балки для обеспечения устойчивости
при транспортировании и монтаже принимают (1/50...1/60)·l. Ширину
нижней полки для удобного размещения продольной растянутой
арматуры — 250... 300 мм.
Двускатные балки выполняют из бетона класса В25... В40 и
армируют напрягаемой проволочной, стержневой или канатной
арматурой. Стенку балки армируют сварными каркасами, продольные
стержни которых являются монтажными, а поперечные – расчетными,
обеспечивающими прочность по наклонным сечениям.
Приопорные участки балок для предотвращения образования
продольных трещин при отпуске натяжения арматуры (или для
ограничения ширины их раскрытия) усиливают дополнительными по-
перечными стержнями, которые приваривают к стальным закладным
деталям.
Для крепления плит покрытий в верхнем поясе балок заложены
стальные детали.
Балки покрытия рассчитывают как свободно опертые; нагрузки от
плит покрытия передаются через ребра. При пяти и больше
сосредоточенных силах нагрузку заменяют эквивалентной равномерно
распределенной.
Балки покрытий относятся к 3-й категории по требованиям к
трещиностойкости; значение предельной ширины раскрытия трещин аcrc=
0,4 мм.
71

72
Предельный относительный прогиб согласно СП 20.13330
«Нагрузки и воздействия» fult = l / 250.
На балку покрытия действуют нагрузки от собственного веса, от
покрытия, снеговая нагрузка (см. табл. 3 .1).
Нормативные и расчетные нагрузки на погонный метр балки qn, q
собираются с грузовой площади шириной В, равной шагу поперечных рам
здания.
8.2. Расчёт по предельным состояниям первой группы
8.2.1. Расчёт на прочность по изгибающему моменту
Расчетный
пролет балки равен
номинальному
пролету,
уменьшенному на 300 мм:
l0= l – 0,3м.
Для двускатной балки опасным оказывается сечение, расположенное
на расстоянии х = 0,37·l от опоры.
Изгибающий момент в опасном сечении от расчётных нагрузок:
Mx=
q∙x
2
(l−x)
Высота балки в расчётном сечении:
x
i
h
hоп
x



Рабочая высота в расчетном сечении:
h0x=hx–а,
где а =hнп/2; hнп - высота нижнего пояса балки.
Положение нейтральной оси находится из условия:
Mx<γb1∙Rb∙bf
′
∙hf
′
(h0x − 0,5hf
′
)
Если условие выполняется, значит, нейтральная ось проходит в
верхней сжатой полке, и сечение рассчитывается как прямоугольное
шириной bf’.
Определяют значения αm и αR:
αm=
M
Rbbf′h0x
2;
αR = ξR(1 − 0,5ξR)
здесь ξR– граничная относительная высота сжатой зоны:
ξR=
0,8
1+
εs,el
εb,ult

73
где εs,el
-
относительная деформация растянутой арматуры
предварительно напряженного элемента:
εs,el =
Rs+400−σsp
Es
σsp − величина предварительного напряжения арматуры:
σsp,max = 0,8·Rs (округляется в меньшую сторону кратно 50 МПа).
Потери напряжения в арматуре предварительно можно принять
равными σlos =200...220 МПа. Тогда напряжения с учетом потерь:
σsp2 = γsp· (σsp – σlos),
где коэффициент точности натяжения арматуры принимают γsp = 0,9.
εb,ult - относительные деформации тяжелого бетона; при
продолжительном действии нагрузки и влажности 40-75%: εb,ult = 0,31 ∙
103.
Если m < R, то сжатая арматура по расчету не требуется.
При отсутствии сжатой арматуры площадь сечения определяется по
формуле:
As=Rb∙b ∙h0x
(1−√1−2αm)
Rs
Если m < R, то следует повысить класс бетона или арматуры, либо
назначить расчетное армирование сжатой зоны.
Для армирования растянутого пояса принимают не менее 4
продольных стержней (канатов). Напрягаемая арматура окаймляется
хомутами диаметром 5 мм с шагом 500 мм.
8.2.2 Расчёт на прочность по поперечной силе
Расчет наклонных сечений по поперечной силе производят из
условия:
Q≤Qb+Qsw
где Q – поперечная сила в сечении на расстоянии c от опоры; Qb -
поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении; Qsw -
поперечная сила, воспринимаемая арматурой в наклонном сечении.
На балку покрытия действуют сосредоточенные нагрузки в местах
опирания ребристых плит. Величина сосредоточенной нагрузки при
ширине плит bпл = 3 м равна:
Fпл = q·bпл = 3q.

74
Первая сосредоточенная нагрузка в пролете балки считается
приложенной на расстоянии от опоры:
с1 = (bпл–0,150 м);
вторая:
с2 = (2bпл–0,150 м); и т.д .
Рис.8.1 . К расчету прочности наклонных сечений по поперечной силе
В курсовом проекте достаточно проверить два первых сечения (c1 и
c2 ).
Рабочая высота балки в расчетных сечениях:
h0=(hоп – a)+i·сi,
здесь hоп –высота балки на опоре;
а = hнп/2;
hнп - высота нижнего пояса балки, i - уклон балки.
Требуемая интенсивность поперечного армирования qsw
на
расстоянии ci от опоры зависит от коэффициента αi = ci/h0, принимаемого
ai≤ 3.

75
Если:
εi=
Qi
Rbt∙b ∙h0
≤εгрi=
1,5
αi
+ 0,1875 ∙ α0,
то:
qswi = 0,25Rbt ∙ b
εгрi
εi
;
Если εi > εгрi, то:
qswi=Rbt∙b
εi−
1,5
αi
0,75 ∙ α0
;
здесь α0 – меньшее из значений αi и 2.
Определив интенсивность поперечного армирования в 1 и 2
сечениях, выбирают большее значение qsw.
Диаметр поперечной арматуры dw назначают из условия сварки с
продольными стержнями (Прил. 9), но не менее 6 мм.
Тогда максимально допустимый шаг поперечных стержней в
приопорной зоне длиной l1 = l0 /4:
sw1 =
Rsw ∙ Asw
qsw1
.
Окончательно шаг в приопорной зоне назначают не больше
расчетного, с учетом кратности 50 мм и конструктивных требований:
sw1 ≤ 0,5h0; sw1 ≤ 300 мм.
Шаг поперечных стержней в пролете назначается с учетом
конструктивных требований:
sw2 ≤ 0,75h0; sw2 ≤ 500 мм.
При этом фактическая интенсивность поперечного армирования:
- в приопорной зоне:
qsw1 =
Rsw ∙ Asw
sw1
- в пролете:
qsw2 =
Rsw ∙ Asw
sw2
При уменьшении интенсивности поперечных стержней от опоры
qsw1 к пролету qsw2 необходимо проверить условие прочности для
сечения 2:
Q2≤Qb+Qsw
Поперечная сила, воспринимаемая арматурой, Qsw зависит от
расстояния до второго сечения c2 < 3·h0:

76
Еслиc2<2h0+l1,то:
Qsw = 0,75[qsw1 ∙c0 − (qsw1 −qsw2)∙(c−l1)]
Если c2> 2h0 + l1, то:
Qsw = 1,5[qsw2 ∙ h0]
Здесь при c2>2·h0, принимают c0=2·h0, иначе c0=c2 .
Поперечная сила Qb, воспринимаемая бетоном, определяется по
формуле:
Qb=0,5Rbt∙b ∙h0.
Если условие прочности для сечения 2 выполняется, т.е.:
Q2≤Qb+Qsw
то прочность этого сечения обеспечена. Иначе следует сохранить до
сечения 2 шаг поперечных стержней sw1 , назначенный для приопорной
зоны.
У концов предварительно напряженных элементов устанавливается
дополнительная поперечная или косвенная арматура (сварные сетки,
хомуты и т. п. с шагом 5-10 см) на длине участка не менее 0,6 длины зоны
передачи предварительного напряжения.
8.3. Расчёты по предельным состояниям второй группы
Расчёты по предельным состояниям второй группы включают:
- расчет на образование трещин;
- расчет по раскрытию трещин;
- расчет по деформациям.
Эти расчеты производятся на действие нормативных нагрузок
(коэффициент надёжности по нагрузке γf = 1,0).
В курсовом проекте достаточно выполнить расчеты на образование
и раскрытие трещин только нормальных к оси элемента.
Расчет изгибаемых предварительно напряженных элементов по
предельным состояниям второй группы выполняется на совместное
действие момента от внешней нагрузки Mи усилия предварительного
обжатия P.
Расчет выполняется для опасного сечения, расположенного на
расстоянии x = 0,37·l от опоры. Для упрощения расчёта наиболее
нагруженное фактическое поперечное сечение балки приводится к
условному расчётному (рис. 8.2).

77
Рис.8 .2. Схема к определению геометрических характеристик сечения балки.
Геометрические характеристики сечения
Ниже приводится пример расчета геометрических характеристик
опасного сечения, приведенного на рис. 8.2.
Высота сечения и рабочая высота:
h1-1 = 1160 мм; h0 1-1 = 1075 мм;
Коэффициент приведения сечения к бетону:
200000
6, 67
30000
s
b
E
E



Площадь приведённого поперечного сечения относительно нижней
грани балки:
Аred=A+α∙Asp=210·200+80·765+180·195+6,67·1256=146677,5 мм2
Статический
момент
приведённого
поперечного
сечения
относительно нижней грани балки:
3
200
765
210 200 1160
80 765
195
22
195
180 195
6, 67 1256 85 83997339, 2 мм
2
red
ii
sp
sp
S
AY
AY































Расстояние от нижней грани балки до центра тяжести приведённого
сечения:
0
83997339, 2
573 мм
146677, 5
red
red
S
y
A



;
0 1160 573 587
hy
мм





78
Момент инерции приведённого сечения относительно главной оси,
проходящей
через
центр
тяжести
приведённого
сечения
перпендикулярного плоскости изгиба:

2
33
22
22
3
2
4
210 200
200 180 195
210 200 587
12
2
12
195 80 765
765
180 195 573
80 765 573 195
6, 67 1256 573 85
2
12
2
23129382820
red
i
ii
sp
sp
J
JAY
AY
мм











































Упругий момент сопротивления приведённого сечения по
растянутой зоне:
3
0
23129382820
40365415
573
red
red
J
W
мм
у



Расстояние от центра тяжести приведённого сечения до условной
ядровой точки, более удалённой от крайнего растянутого волокна:
40365415
275 мм
146677, 5
red
red
W
r
A



Расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до центра тяжести
приведенного сечения:
eop =y0–a =573–84=488мм.
Определение потерь предварительного напряжения арматуры
Потери предварительного напряжения арматуры зависят от способа
её натяжения и её класса.
Величина предварительного напряжения арматуры:
σsp = 0,8·Rs (округляется в меньшую сторону кратно 50 МПа).
Первые потери:
1) От релаксации напряжений арматуры:
Для арматуры классов А600-А1000 :
при механическом способе натяжения:
;
20
1,0
1




sp
sp


при электротермическом способе натяжения:
sp
sp





03
,
0
1

79
Для арматуры классов Вр1200-Вр1500, К1400, К1500, К1600:
при механическом способе натяжения:
sp
n
s
sp
sp
R








),1
0
22
,
0(
,
1
при электротермическом способе:
sp
sp





05
,
0
1
Здесь σsp принимается без потерь в МПа.
2) Потери от разности температур напрягаемой арматуры и
натяжных устройств при Δt=65̊С
МПа
,
,
Δt
,
Δσ sp
25
81
65
25
1
25
1
2





3) Потери от деформации стальной формы или упоров. При
одновременном натяжении арматуры на упоры принимают Δσsp3 = 0.
4) Потери от деформации анкеров натяжных устройств:
,
Es
4




l
l
sp

где ∆l – смещение стержня в зажимах анкеров, при отсутствии данных
принимают 2 мм; l – длина натягиваемого стержня (каната) в мм, на 1 м
больше пролета фермы; Es –модуль упругости арматуры, для стержневой
и проволочной арматуры Es = 2·105 МПа, для канатов Es = 1,95·105МПа.
Суммарные первые потери предварительного напряжения арматуры
составляют:
4
3
2
1
)1(
sp
sp
sp
sp
sp
Δσ












Вторые потери:
5) Потери от усадки бетона при натяжении арматуры на упоры:
,
,
5
s
sh
b
sp
E
Δσ


где εb,sh – деформации усадки бетона, принимаются в зависимости от
класса бетона: εb,sh= 0,0002 - для бетона классов В35 и ниже; 0,00025 - для
бетона класса В40; 0,0003 - для бетона классов В45 и выше.

80
6) Потери от ползучести бетона:
,
)
,8
0
1(
)
1(
1
8,0
cr
b,
2
,
6


















red
red
s
sp
bp
cr
b
sp
I
A
y
Δσ
где φb,cr – коэффициент ползучести бетона, определяется по табл. 7 .2 .
σbp– напряжения в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой
арматуры:
bp
red
op
red
bp
R
I
e
P
A
P
σ




2
)1(
)1(
где Р(1) – усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
,
)
(
)1(
)1(
sp
sp
sp
A
P






Аred – площадь приведенного сечения элемента:
,
sp
red
A
h
b
А





α - соотношение модулей упругости арматуры Es и бетона Eb:
b
s
E
E


sp
 - коэффициент армирования:
A
Asp
sp


ys – расстояние между центрами тяжести сечения рассматриваемой группы
стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения
элемента. При симметричном обжатии элемента напрягаемой арматурой
ys=0.
Полные потери предварительного напряжения арматуры составят:
6
5
)1(
)2(
sp
sp
sp
sp
Δσ









При проектировании конструкций суммарные потери для
растянутой арматуры следует принимать не менее 100 МПа.
Значение предварительного напряжения в арматуре вводится в
расчет с коэффициентом точности натяжения арматуры γsp= 0,9.
Момент обжатия расчётного сечения 1-1 балки усилием P(2)
относительно оси, проходящей через условную ядровую точку, более

81
удалённую от крайнего волокна и параллельную нейтральной линии:
Mrp =P(2)∙(e0p+r)
Момент, отвечающий образованию в стадии эксплуатации трещин,
нормальных к продольной оси балки в расчётном сечении (с учетом
неупругих деформаций):
Mcrc = Rbt,ser
∙ 1,3 ∙Wred+Mrp
Изгибающий момент от внешних нормативных нагрузок (при γf =
1,0) в опасном сечении:
Mn,x =
qn∙x
2
(l−x)
Если Mn,x>Mcrc, то при эксплуатации балки в опасном сечении
образуются трещины. Необходим расчет по раскрытию трещин.
Расчет балки по раскрытию трещин
Ширина раскрытия нормальных трещин определяется по формуле:
,
l
E
σ
ψ
a
s
s
s
s
crc






3
2
1



где φ1 – коэффициент, учитывающий продолжительность действия
нагрузки; принимается равным 1,4 – при продолжительном действии
нагрузки;
φ2 – коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры;
принимается равным 0,5 - для арматуры периодического профиля и
канатов;
φ3 – коэффициент, учитывающий характер нагружения; принимается
равным 1 – для изгибаемых и внецентренно сжатых элементов;
ψs – коэффициент, учитывающий неравномерное распределение
относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами.
,
8,0
1
n
crc
s
M
M




Согласно СП 63.13330.2012, в расчете можно принимать ψs = 1.
σs - напряжение в продольной растянутой арматуре в нормальном
сечении с трещиной от внешней нагрузки, определяемое по формуле:
σs=
Mn−P(2)∙z
z∙Asp
,
где z – расстояние от центра тяжести арматуры, расположенной в
растянутой зоне сечения, до точки приложения равнодействующей усилий

82
в сжатой зоне балки. Для элементов двутаврового поперечного сечения
принимают z = 0,7h0.
При определении acrc2 учитывают усилия от нормативной полной
нагрузки Nn .
ls - базовое расстояние между смежными нормальными трещинами:
s
sp
bt
s
d
A
A
l



5,0
,
где Abt – площадь сечения растянутого бетона, равная площади нижней
части сечения балки высотой y:
y=y0∙k≤
hx
2
,
где y0 – высота растянутой зоны бетона, определяемая как для упругого
материала (см. п. 6 .2.1); k – поправочный коэффициент равный 0,95; Asp –
площадь сечения напрягаемой арматуры; ds – номинальный диаметр
арматуры.
Окончательно ls принимается:
- не менее 10·ds и 100 мм,
- не более 40·ds и 400 мм.
Ширина раскрытия трещин не должна превышать предельно
допустимой по нормам:
мм
,4
0
,

ult
crc
а
Если условие выполняется, то принятое количество напрягаемой
арматуры можно оставить без изменений.
Если условия не выполняются, следует увеличить количество
напрягаемой арматуры и повторить расчет.
Определение прогиба балки
Полный прогиб на участках без трещин в растянутой зоне:
ftot = f1+ f2- f3- f4,
где f1 – прогиб от постоянных и длительных нагрузок; f2 – прогиб от
кратковременных нагрузок; f3 – выгиб от усилия предварительного
обжатия, f4 - выгиб от усадки и ползучести бетона.
Каждое значение прогиба вычисляют по формуле:
f=
5
48
∙
1
r
∙l0
2

83
где 1/r - кривизна балки, при распределенной нагрузке определяется по
формуле:
1
r
=
Mn∙φ
D
где D – изгибная жесткость, для сечений без трещин в растянутой зоне:
D= k0 ·Eb·Ired
1) Для вычисления прогиба от постоянной и длительной нагрузок
определяют изгибающий момент в середине пролета балки (γf=1):
M1=
q1
n
∙l0
2
8
∙ γn,
где
H
q1 - нормативные постоянные и длительные нагрузки.
Кривизна:
1
r
=
M1
n
∙φ
D
,
где φ = 2 при влажности окружающей среды 40...70%.
Прогиб от постоянной и длительной нагрузок:
f1=
5
48
∙
1
r
∙l0
2
2) Аналогично вычисляют прогиб от кратковременной нагрузки
(γf=1):
M2=
q2
n
∙l0
2
8
∙γn
где
H
q2 - нормативные кратковременные нагрузки.
1
r
=
M2
n
∙φ
D
гдеφ=1;
f2=
5
48
∙
1
r
∙l0
2
3) Вычисляют прогиб от усилия обжатия.
Изгибающий момент, вызываемый усилием обжатия P(2) ,
Mp= P(2)·e0,
где e0 – эксцентриситет усилия предварительного обжатия, равный
расстоянию между центрами тяжести напрягаемой арматуры и
приведенного сечения.

84
Кривизна и выгиб балки от усилия обжатия:
1
r
=
Mp
D
f3=
1
8
∙
1
r
∙l0
2
4) Кривизна и выгиб от усадки и ползучести бетона при отсутствии
напрягаемой арматуры в верхней зоне сечения балки:
,
1
0
6
5
4
s
E
h
r







f4=
1
8
∙
1
r
∙l0
2
Полный прогиб балки не должен превышать предельно
допустимого:
ftot = f1+ f2- f3- f4 < fult= 1/250·l0 .

85
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. М .: ГУЛ ЦПП, 2016
2. СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции.
Основные понятия. М .: ФГУПЦПП, 2012.
3. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без
предварительного напряжения арматуры. М .: ФГУП ЦПП, 2005.
4. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные
конструкции. М.: ФГУПЦПП, 2005.
5. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных
конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения
арматуры.
(К СП 52-101-2003). М: ФГУПЦПП, 2005.
6. Пособие по проектированию предварительно напряженного
железобетонных конструкций из тяжелого бетона (К СП 52-102-2003).
М: ФГУП ЦПП, 2005.
7. СП 22.13330.2011. Основания
зданий
и
сооружений /
Актуализированная
редакция
СНиП
2.02.01-83*
Soilbasesofbuildingsandstructures. – М., МГУП, 2011.
8. СНиП 131.13330.2012. Строительная климатология и геофизика. М .:
Минрегион России, 2012.
9. Байкой ВН., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции.
Общий курс. Учебник для вузов. - М.: Стройиздат, 1991.
10.
Программный комплекс ЛИРА – САПР 2013 Учебное
пособие / Городецкий Д.А., Барабаш М.С ., Водопьянов Р.Ю.,
Титок В.П., Артамонова А.Е. Под ред. акад. РААСН
Городецкого А.С. – К. – М.: Электронное издание, 2013.
11.
Георгиевский О.В . Правила выполнения архитектурно-
строительных чертежей.
12.
ГОСТ 21.101-97. Основные требования к проектной и рабочей
документации. Система проектной документации для строительства. –
М., Госстрой России.
13.
ГОСТ 21.501-93. Правила
выполнения
архитектурно-
строительных чертежей. Система проектной документации для
строительства. – М ., Госстрой России.
14.
ГОСТ 27751-2014 Надежность строительных конструкций и
оснований. Основные положения.
–
Межгосударств. совет по
стандартизации, метрологии и сертификации, 2014.
15.
ГОСТ 21.501-2011. Группа Ж01. Межгосударственный стандарт.
Система проектной документации для строительства. Правила
выполнения рабочей документации архитектурных и конструктивных

86
решений.
-
ОКС 01.100.30 . Дата введения 2013-05-01
16.
Горбатов, С.В. Расчет и конструирование железобетонных
конструкций одноэтажного промышленного здания: Учебное пособие /
Московский государственный строительный университет. М.: МГСУ,
2011.
17.
Бартенев, В.С., Шишов, И.И. Железобетонные конструкции
одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами: Учеб.
пособие / Владим. гос. ун-т. Владимир, 2003.

87
ПРИЛОЖЕНИЕ

88
П
р
и
л
о
ж
е
н
и
е
1
.
Х
а
р
а
к
т
е
р
и
с
т
и
к
и
ж
е
л
е
з
о
б
е
т
о
н
н
ы
х
к
о
л
о
н
н
п
р
о
м
ы
ш
л
е
н
н
ы
х
з
д
а
н
и
й
С
х
е
м
а
к
р
а
й
н
е
й
к
о
л
о
н
н
ы
:
а
–
с
п
л
о
ш
н
о
й
,
б
-
д
в
у
х
в
е
т
в
е
в
о
й
.
Т
а
б
л
.
П
.
1
.
1
.
К
о
л
о
н
н
ы
п
р
я
м
о
у
г
о
л
ь
н
о
г
о
с
е
ч
е
н
и
я
д
л
я
з
д
а
н
и
й
с
м
о
с
т
о
в
ы
м
и
к
р
а
н
а
м
и
М
а
р
к
а
к
о
л
о
н
н
Н
,
м
Q
,
т
В
и
д
,
ш
а
г
,
м
О
т
м
е
т
к
а
,
м
Р
а
з
м
е
р
ы
,
м
М
а
с
с
а
,
т
P
a
c
x
о
д
б
е
т
о
н
а
,
м
3
в
е
р
х
а
к
о
л
о
н
н
г
о
л
.
р
е
л
ь
с
а
Н
к
Н
н
Н
в
b
h
2
h
1
h
3
h
4
К
П
М
8
,
4
1
0
К
р
а
й
н
и
е
6
м
8
,
4
6
,
1
5
9
,
4
6
,
2
3
,
2
0
,
4
0
,
3
8
0
,
6
0
,
6
0
,
4
5
,
3
К
П
1
-
5
9
,
6
1
0
;
2
0
9
,
6
6
,
9
5
1
0
,
6
6
,
8
3
,
8
0
,
8
0
,
9
0
,
2
7
,
1
2
,
8
3
К
П
1
-
1
0
8
1
0
;
2
0
1
0
,
8
8
,
1
5
1
1
,
8
8
,
0
3
,
8
0
,
8
0
,
9
0
,
2
8
,
0
3
,
2
2
К
П
1
-
1
5
8
,
4
1
0
К
р
а
й
н
и
е
1
2
м
8
,
4
6
,
1
5
9
,
4
5
,
6
3
,
8
0
,
5
0
,
6
0
,
8
0
,
9
0
,
5
5
9
,
3
3
,
7
К
П
1
-
2
1
9
,
6
1
0
;
2
0
9
,
6
6
,
9
5
1
0
,
6
6
,
4
4
,
2
0
,
8
0
,
9
0
,
5
5
1
0
,
4
4
,
1
4
К
П
1
-
2
7
1
0
,
8
1
0
;
2
0
1
0
,
8
8
,
1
5
1
1
,
8
7
,
6
4
,
2
0
,
8
0
,
9
0
,
5
5
1
1
,
6
4
,
6
2

89
Т
а
б
л
.
П
.
1
.
2
.
К
о
л
о
н
н
ы
д
в
у
х
в
е
т
в
е
в
ы
е
д
л
я
з
д
а
н
и
й
с
м
о
с
т
о
в
ы
м
и
к
р
а
н
а
м
и
М
а
р
к
а
к
о
л
о
н
н
Н
,
м
Q
,
т
В
и
д
,
Ш
а
г
,
м
О
т
м
е
т
к
а
,
м
Р
а
з
м
е
р
ы
,
м
М
а
с
с
а
,
т
P
a
c
x
о
д
б
е
т
о
н
а
,
м
3
в
е
р
х
а
к
о
л
о
н
н
г
о
л
.
р
е
л
ь
с
а
Н
к
Н
н
Н
в
b
h
2
h
1
К
Д
П
-
1
1
0
,
8
1
0
;
2
0
К
р
а
й
н
и
е
,
6
м
1
0
,
8
8
,
1
5
1
1
,
8
5
8
,
0
5
3
,
8
0
,
4
0
,
3
8
1
,
0
5
,
7
2
,
2
7
1
2
,
0
1
0
;
2
0
1
2
,
0
9
,
3
5
1
3
,
3
5
9
,
3
5
3
,
8
0
,
3
8
1
,
0
6
,
8
2
,
7
2
1
3
,
2
3
0
;
5
0
1
3
,
2
8
,
6
5
1
3
,
3
5
8
,
6
5
4
,
7
0
,
5
0
,
3
8
8
,
2
3
,
2
6
1
0
;
2
0
1
0
,
5
5
1
4
,
5
5
1
0
,
7
5
3
,
8
9
,
0
3
,
6
2
3
0
;
5
0
9
,
8
5
1
4
,
5
5
9
,
8
5
4
,
7
8
,
1
3
,
2
5
К
Д
П
-
1
5
1
4
,
4
1
0
;
2
0
1
4
,
4
1
1
,
7
5
1
5
,
7
5
1
1
,
9
5
3
,
8
0
,
5
0
,
3
8
1
,
0
9
,
7
3
,
8
6
3
0
;
5
0
1
1
,
0
5
1
5
,
7
5
1
1
,
0
5
4
,
7
0
,
6
1
,
3
1
3
,
1
5
,
2
3
1
5
,
6
3
0
;
5
0
1
5
,
6
1
2
,
2
5
1
6
,
9
5
1
2
,
2
5
4
,
7
0
,
5
0
,
6
1
,
3
1
4
,
2
5
,
6
9
1
6
,
8
3
0
;
5
0
1
6
,
8
1
3
,
4
5
1
8
,
1
5
1
3
,
4
5
4
,
7
1
4
,
8
5
,
1
2
К
Д
П
-
3
0
1
8
,
0
3
0
;
5
0
1
8
,
0
1
4
,
6
5
1
9
,
3
5
1
4
,
6
5
4
,
7
1
6
,
3
6
,
5
3
К
Д
П
-
3
7
1
0
,
8
1
0
;
2
0
К
р
а
й
н
и
е
,
1
2
м
1
0
,
8
8
,
1
5
1
1
,
8
5
7
,
6
5
4
,
2
1
0
,
0
3
,
9
9
1
2
,
0
1
0
;
2
0
1
2
,
0
9
,
3
5
1
3
,
3
5
9
,
1
5
4
,
2
1
1
,
3
4
,
5
3
3
0
;
5
0
8
,
6
5
1
3
,
3
5
8
,
2
5
5
,
1
1
1
,
4
4
,
5
7
1
3
,
2
1
0
;
2
0
1
3
,
2
1
0
,
5
5
1
4
,
5
5
1
0
,
3
5
4
,
2
1
2
,
5
4
,
9
9
3
0
;
5
0
9
,
8
5
1
4
,
5
5
9
,
4
5
5
,
1
0
,
5
0
,
6
1
,
4
1
2
,
5
5
,
0
0
К
Д
П
-
4
9
1
4
,
4
1
0
;
2
0
1
4
,
4
1
1
,
7
5
1
5
,
7
5
1
1
,
5
5
4
,
2
1
4
,
7
5
,
8
7
3
0
;
5
0
1
1
,
0
5
1
5
,
7
5
1
0
,
6
5
5
,
1
1
4
,
6
5
,
8
6
К
Д
П
-
6
3
1
5
,
6
3
0
;
5
0
1
5
,
6
1
2
,
2
5
1
6
,
9
5
1
1
,
8
5
5
,
1
1
6
,
0
6
,
3
8
1
6
,
8
3
0
;
5
0
1
6
,
8
1
3
,
4
5
1
8
,
1
5
1
3
,
0
5
5
,
1
1
6
,
9
6
,
7
5
1
8
,
0
3
0
;
5
0
1
8
,
0
1
4
,
6
5
1
9
,
3
5
1
4
,
2
5
5
,
1
2
1
,
8
8
,
7
2

90
Приложение 2
Табл. П.2
Нагрузки и габариты мостовых кранов среднего режима работы
(по ГОСТ 25711-83)
Q,
т
Lкр,
мм
Основные размеры, мм
Нагрузка
на колесо,
Fn,max
кН
Вес, кН
М
К
Н
b
тележки крана
10
16,5 5400 4400
1900
230
85
24
130
22,5 5400 4400
1900
230
95
24
158
12,5
16,5 5500 4400
1900
230
120
30
160
22,5 5500 4400
1900
230
135
30
205
16
16,5 5600 4400
2200
230
140
37
187
22,5 5600 4400
2200
230
150
37
217
16/3,2
16,5 5600 4400
2200
230
140
47
200
22,5 5600 4400
2200
230
150
47
230
20/5
16,5 5600 4400
2400
260
195
63
220
22,5 5600 4400
2400
260
220
63
255
32/5
16,5 6300 5100
2750
300
280
87
280
22,5 6300 5100
2750
300
315
87
350
50/12,5
16,5 6860 5600 3150
300
360
135
415
22,5 6860 5600 3150
300
380
135
485

91
Приложение 3
Конструктивные размеры стропильных ферм
1. Сегментная ферма, пролет 18 м
Типоразмер
фермы
Размеры, мм
H
b
h1
h2
h3
1ФС18
2ФС18
3ФС18
4ФС18
2630
2640
2725
2735
200
250
250
300
180
180
250
250
180
200
300
320
120
120
150
150
2. Сегментная ферма, пролет 24 м
Типоразмер
фермы
Размеры, мм
H
b1
h1
h2
b2
1ФС24
2ФС24
3ФС24
4ФС24
3160
3240
3280
3315
250
250
300
350
200
280
300
350
220
300
360
380
150
150
200
200

92
3. Безраскосная ферма, пролет 18 м и 24 м
Типоразмер
ферм
Размеры, мм
a
b
c
d
1ФБС18
240
200
220
200
2ФБС18
240
250
280
250
3ФБС18
280
250
280
250
4ФБС18
280
300
340
300
1ФБС24
240
200
220
250
2ФБС24
240
250
280
250
3ФБС24
280
300
340
250
4ФБС24
280
300
340
300
5ФБС24
280
420
460
350
4. Полигональные фермы по ТП 1.463.1-17, пролет 18 м и 24 м

93
Приложение 4
Усилия в элементах ферм от единичных загружений
1. Сегментная ферма
Элементы фермы
Продольные усилия в элементах фермы, кН
Пролет 24 м
Пролет 21 м Пролет 18 м
нижний пояс:
H1
+6,55
+4,46
+4,89
H2
+8,11
+6,17
+5,34
раскосы:
P1
+0,63
+0,54
+0,42
P2
-1,36
- 1,63
-0,1
P3
-0,24
- 0,02
-
стойки:
C1
+0,61
+0,9
- 0,12
C2
+0,32
+0,03
-
верхний пояс:
B1
-7,43
- 5,67
- 5,49
B2
-7,43
- 5,47
- 5,42
B3
-7,13
- 4,98
- 5,28
B4
-7,96
- 6,17
-
«+» - растягивающие усилия, «-»
-
сжимающие усилия.
2. Безраскосная ферма
Элементы
фермы
Продольные усилия в элементах фермы, кН
Пролет 24 м
Пролет 18 м
Ni
Mj,н
Mj,к
Ni
Mj,н
Mj,к

94
нижний пояс:
H1
4,408 0,016 -0,201 7,257
0,019 -0,195
H2
4,453 -0,153 0,095 7,849
0,245
-0,392
Н3
4,540 0,212
- 0,343 8,013 -0,205 -0,041
Н4
7,986
- 0,076 -0,025
верхний пояс:
B1
-5,031 -0,016 -0,135 -8,026 -0,019 -0,145
B2
-4,426 -0,114 0,082 -8,173 0,243 -0,341
B3
-4,548 0,194 -0,297 -8,162 -0,166 -0,023
B4
- 8,003
- 0,062 -0,016
Стойки:
С1
-0,159 -0,047 0,022 0,141
- 0,440 0,398
С2
0,268 -0,117 0,113 0,267 -0,180 0,174
С3
-0,370 0,000 0,000 0,038
0,035
0,039
С4
0,034
0,000
0,000
«+» - растягивающие усилия, «-» - сжимающие усилия.
3. Полигональная ферма
Элементы
фермы
Продольные усилия в элементах фермы, кН
Пролет 24 м
Пролет 18 м
нижний пояс:
H1
+3,92
+2,17
H2
+8,77
+3,34
раскосы:
P1
- 5,25
-2,95
P2
+3,92
+1,55
P3
- 2,37
+0,07
Р4
+0,83
стойки:
C1
-0,5
+0,98
C2
-1,0
-1,01
С3
-1,0
верхний пояс:
B1
0
0
B2
- 6,95
-3,38
B3
- 6,95
-3,39
B4
-9,4

95
П
р
и
л
о
ж
е
н
и
е
5
.
П
р
о
ч
н
о
с
т
н
ы
е
и
д
е
ф
о
р
м
а
ц
и
о
н
н
ы
е
х
а
р
а
к
т
е
р
и
с
т
и
к
и
т
я
ж
е
л
о
г
о
б
е
т
о
н
а
,
М
П
а
Т
а
б
л
.
П
.
5
.
1
К
л
а
с
с
б
е
т
о
н
а
В
1
0
В
1
2
,
5
В
1
5
В
2
0
В
2
5
В
3
0
В
3
5
В
4
0
В
4
5
В
5
0
В
5
5
В
6
0
Р
а
с
ч
е
т
н
ы
е
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
б
е
т
о
н
а
R
b
,
R
b
t
,
М
П
а
,
д
л
я
п
р
е
д
е
л
ь
н
ы
х
с
о
с
т
о
я
н
и
й
п
е
р
в
о
й
г
р
у
п
п
ы
С
ж
а
т
и
е
о
с
е
в
о
е
(
п
р
и
з
м
е
н
н
а
я
п
р
о
ч
н
о
с
т
ь
)
6
,
0
7
,
5
8
,
5
1
1
,
5
1
4
,
5
1
7
,
0
1
9
,
5
2
2
,
0
2
5
,
0
2
7
,
5
3
0
,
0
3
3
,
0
Р
а
с
т
я
ж
е
н
и
е
о
с
е
в
о
е
0
,
5
6
0
,
6
6
0
,
7
5
0
,
9
0
1
,
0
5
1
,
1
5
1
,
3
0
1
,
4
0
1
,
5
0
1
,
6
0
1
,
7
0
1
,
8
0
Н
о
р
м
а
т
и
в
н
ы
е
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
б
е
т
о
н
а
R
b
,
n
,
R
b
t
,
n
,
М
п
а
,
и
р
а
с
ч
е
т
н
ы
е
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
д
л
я
п
р
е
д
е
л
ь
н
ы
х
с
о
с
т
о
я
н
и
й
в
т
о
р
о
й
г
р
у
п
п
ы
R
b
,
s
e
r
,
R
b
t
,
s
e
r
С
ж
а
т
и
е
о
с
е
в
о
е
(
п
р
и
з
м
е
н
н
а
я
п
р
о
ч
н
о
с
т
ь
)
7
,
5
9
,
5
1
1
1
5
1
8
,
5
2
2
2
5
,
5
2
9
3
2
3
6
3
9
,
5
4
3
Р
а
с
т
я
ж
е
н
и
е
о
с
е
в
о
е
0
,
8
5
1
,
0
1
,
1
1
,
3
5
1
,
5
5
1
,
7
5
1
,
9
5
2
,
1
2
,
2
5
2
,
4
5
2
,
6
2
,
7
5
Т
а
б
л
.
П
.
5
.
2
Б
е
т
о
н
З
н
а
ч
е
н
и
я
н
а
ч
а
л
ь
н
о
г
о
м
о
д
у
л
я
у
п
р
у
г
о
с
т
и
б
е
т
о
н
а
п
р
и
с
ж
а
т
и
и
и
р
а
с
т
я
ж
е
н
и
и
E
b
,
М
П
а
,
п
р
и
к
л
а
с
с
е
б
е
т
о
н
а
п
о
п
р
о
ч
н
о
с
т
и
н
а
с
ж
а
т
и
е
В
1
0
В
1
2
,
5
В
1
5
В
2
0
В
2
5
В
3
0
В
3
5
В
4
0
В
4
5
В
5
0
В
5
5
В
6
0
Т
я
ж
е
л
ы
й
1
9
0
0
0
2
1
5
0
0
2
4
0
0
0
2
7
5
0
0
3
0
0
0
0
3
2
5
0
0
3
4
5
0
0
3
6
0
0
0
3
7
0
0
0
3
8
0
0
0
3
9
0
0
0
3
9
5
0
0
Д
л
я
ж
е
л
е
з
о
б
е
т
о
н
н
ы
х
к
о
н
с
т
р
у
к
ц
и
й
б
е
з
п
р
е
д
в
а
р
и
т
е
л
ь
н
о
г
о
н
а
п
р
я
ж
е
н
и
я
а
р
м
а
т
у
р
ы
в
к
а
ч
е
с
т
в
е
у
с
т
а
н
а
в
л
и
в
а
е
м
о
й
п
о
р
а
с
ч
е
т
у
а
р
м
а
т
у
р
ы
с
л
е
д
у
е
т
п
р
е
и
м
у
щ
е
с
т
в
е
н
н
о
п
р
и
м
е
н
я
т
ь
а
р
м
а
т
у
р
у
п
е
р
и
о
д
и
ч
е
с
к
о
г
о
п
р
о
ф
и
л
я
к
л
а
с
с
о
в
А
4
0
0
,
А
5
0
0
и
А
6
0
0
,
а
т
а
к
ж
е
а
р
м
а
т
у
р
у
к
л
а
с
с
о
в
В
5
0
0
и
В
р
5
0
0
в
с
в
а
р
н
ы
х
с
е
т
к
а
х
и
к
а
р
к
а
с
а
х
.
Д
л
я
п
о
п
е
р
е
ч
н
о
г
о
и
к
о
с
в
е
н
н
о
г
о
а
р
м
и
р
о
в
а
н
и
я
с
л
е
д
у
е
т
п
р
и
м
е
н
я
т
ь
г
л
а
д
к
у
ю
а
р
м
а
т
у
р
у
к
л
а
с
с
а
А
2
4
0
,
а
т
а
к
ж
е
а
р
м
а
т
у
р
у
п
е
р
и
о
д
и
ч
е
с
к
о
г
о
п
р
о
ф
и
л
я
к
л
а
с
с
о
в
А
4
0
0
,
А
5
0
0
,
В
5
0
0
и
В
р
5
0
0
.

П
р
и
л
о
ж
е
н
и
е
6
.
П
р
о
ч
н
о
с
т
н
ы
е
и
д
е
ф
о
р
м
а
ц
и
о
н
н
ы
е
х
а
р
а
к
т
е
р
и
с
т
и
к
и
а
р
м
а
т
у
р
ы
,
М
П
а
Т
а
б
л
.
П
.
6
К
л
а
с
с
а
р
м
а
т
у
р
ы
Н
о
м
и
н
а
л
ь
н
ы
й
д
и
а
м
е
т
р
а
р
м
а
т
у
р
ы
,
м
м
Н
о
р
м
а
т
и
в
н
ы
е
з
н
а
ч
е
н
и
я
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
р
а
с
т
я
ж
е
н
и
ю
R
s
,
n
и
R
s
.
s
e
r
,
М
П
а
З
н
а
ч
е
н
и
я
р
а
с
ч
е
т
н
о
г
о
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
а
р
м
а
т
у
р
ы
д
л
я
п
р
е
д
е
л
ь
н
ы
х
с
о
с
т
о
я
н
и
й
п
е
р
в
о
й
г
р
у
п
п
ы
,
М
П
а
Р
а
с
ч
е
т
н
ы
е
з
н
а
ч
е
н
и
я
с
о
п
р
о
т
и
в
л
е
н
и
я
п
о
п
е
р
е
ч
н
о
й
а
р
м
а
т
у
р
ы
р
а
с
т
я
ж
е
н
и
ю
R
s
w
,
М
П
а
р
а
с
т
я
ж
е
н
и
ю
R
s
с
ж
а
т
и
ю
R
s
c
А
2
4
0
6
-
4
0
2
4
0
2
1
0
2
1
0
1
7
0
А
4
0
0
6
-
4
0
4
0
0
3
5
0
3
5
0
2
8
0
А
5
0
0
1
0
-
4
0
5
0
0
4
3
5
4
3
5
(
4
0
0
)
3
0
0
А
6
0
0
1
0
-
4
0
6
0
0
5
2
0
4
7
0
(
4
0
0
)
А
8
0
0
1
0
-
3
2
8
0
0
6
9
5
5
0
0
(
4
0
0
)
А
1
0
0
0
1
0
-
3
2
1
0
0
0
8
7
0
5
0
0
(
4
0
0
)
В
5
0
0
3
-
1
6
5
0
0
4
3
5
4
1
5
(
3
8
0
)
3
0
0
В
р
5
0
0
3
-
5
5
0
0
4
1
5
3
9
0
(
3
6
0
)
В
р
1
2
0
0
8
1
2
0
0
1
0
5
0
5
0
0
(
4
0
0
)
В
р
1
3
0
0
7
1
3
0
0
1
1
3
0
5
0
0
(
4
0
0
)
В
р
1
4
0
0
4
;
5
;
6
1
4
0
0
1
2
1
5
5
0
0
(
4
0
0
)
В
р
1
5
0
0
3
1
5
0
0
1
3
0
0
5
0
0
(
4
0
0
)
В
р
1
6
0
0
3
-
5
1
6
0
0
1
3
9
0
5
0
0
(
4
0
0
)
К
1
4
0
0
1
5
1
4
0
0
1
2
1
5
5
0
0
(
4
0
0
)
К
1
5
0
0
6
-
1
8
1
5
0
0
1
3
0
0
5
0
0
(
4
0
0
)
К
1
6
0
0
6
;
9
;
1
1
;
1
2
;
1
5
1
6
0
0
1
3
9
0
5
0
0
(
4
0
0
)
К
1
7
0
0
6
-
9
1
7
0
0
1
4
7
5
5
0
0
(
4
0
0
)
П
р
и
м
е
ч
а
н
и
е
:
З
н
а
ч
е
н
и
я
в
с
к
о
б
к
а
х
и
с
п
о
л
ь
з
у
ю
т
т
о
л
ь
к
о
п
р
и
р
а
с
ч
е
т
е
н
а
к
р
а
т
к
о
в
р
е
м
е
н
н
о
е
д
е
й
с
т
в
и
е
н
а
г
р
у
з
к
и
.
З
н
а
ч
е
н
и
я
м
о
д
у
л
я
у
п
р
у
г
о
с
т
и
а
р
м
а
т
у
р
ы
Е
s
п
р
и
н
и
м
а
ю
т
о
д
и
н
а
к
о
в
ы
м
и
п
р
и
р
а
с
т
я
ж
е
н
и
и
и
с
ж
а
т
и
и
и
р
а
в
н
ы
м
и
:
Е
s
=
1
,
9
5
·
1
0
5
М
П
а
-
д
л
я
а
р
м
а
т
у
р
н
ы
х
к
а
н
а
т
о
в
(
К
)
;
Е
s
=
2
,
0
·
1
0
5
М
П
а
-
д
л
я
о
с
т
а
л
ь
н
о
й
а
р
м
а
т
у
р
ы
(
А
и
В
)
.
96

97
Приложение 7.
Табл. П.7
Коэффициенты для расчета изгибаемых элементов


αm


αm


αm
0,01 0,995 0,01
0,18 0,910 0,164 0,35 0,825 0,289
0,02 0,990 0,02
0,19 0,905 0,172 0,36 0,820 0,295
0,03 0,985 0,03
0,20 0,900 0,180 0,37 0,815 0,302
0,04 0,980 0,039 0,21 0,895 0,188 0,38 0,810 0,308
0,05 0,975 0,049 0,22 0,890 0,196 0,39 0,805 0,314
0,06 0,970 0,058 0,23 0,885 0,203 0,40 0,800 0,320
0,07 0,965 0,068 0,24 0,880 0,211 0,41 0,795 0,326
0,08 0,960 0,077 0,25 0,875 0,219 0,42 0,790 0,332
0,09 0,955 0,086 0,26 0,870 0,226 0,43 0,785 0,338
0,10 0,950 0,095 0,27 0,865 0,234 0,44 0,780 0,343
0,11 0,945 0,104 0,28 0,860 0,241 0,45 0,775 0,349
0,12 0,940 0,113 0,29 0,855 0,248 0,46 0,770 0,354
0,13 0,935 0,122 0,30 0,850 0,255 0,47 0,765 0,359
0,14 0,930 0,130 0,31 0,845 0,262 0,48 0,760 0,365
0,15 0,925 0,139 0,32 0,840 0,269 0,49 0,755 0,370
0,16 0,920 0,147 0,33 0,835 0,276 0,50 0,750 0,375
0,17 0,915 0,156 0,34 0,830 0,282 0,51 0,745 0,380

98
Приложение 8
Табл. П.8.1
Сортамент арматуры
Диа-
метр
Площадь поперечного сечения [см2] при числе стержней
Масса
1м,
мм
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10 кг
3 0,07 0,14 0,21 0,28 0,35 0,42 0,49 0,57 0,64 0,71 0,055
4 0,13 0,25 0,36 0,50 0,63 0,76 0,88 1,01 1,13 1,26 0,098
5 0,20 0,39 0,59 0,79 0,98 1,18 1,37 1,57 1,77 1,96 0,154
6 0,28 0,57 0,86 1,13 1,42 1,70 1,98 2,26 2,55 2,83 0,222
8 0,50 1,01 1,51 2,01 2,51 3,02 3,52 4,02 4,53 5,03 0,395
10 0,79 1,57 3,36 3,14 3,93 4,71 5,50 6,28 7,07 7,85 0,617
12 1,131 2,26 3,39 4,52 5,65 6,79 7,92 9,05 10,18 11,31 0,888
14 1,539 3,08 4,62 6,16 7,69 9,23 10,77 12,31 13,85 15,39 1,208
16 2,011 4,02 6,03 8,04 10,05 12,06 14,07 16,08 18,10 20,11 1,578
18 2,545 5,09 7,63 10,18 12,72 15,27 17,81 20,36 22,90 25,45 1,998
20 3,142 6,28 9,41 12,56 15,71 18,85 21,99 25,14 28,28 31,42 2,466
22 3,801 7,60 11,04 15,02 19,00 22,81 26,61 30,41 34,21 38,01 2,984
25 4,909 9,82 14,73 19,63 24,54 29,45 34,36 39,27 44,13 49,09 3,853
28 6,158 12,32 18,47 24,63 30,79 36,95 43,10 49,26 55,42 61,58 4,834
32 8,042 16,08 24,13 32,17 40,21 48,25 56,30 64,34 72,38 80,42 6,313
36 10,18 20,36 30,54 40,72 50,90 61,08 71,26 81,44 91,62 101,8 7,990
40 12,56 25,12 37,68 50,24 62,80 75,36 87,92 100,48 113,04 125,6 9,805
Табл. П.8.2
Сортамент арматурных канатов
Марка
каната
ГОСТ,
ТУ
Класс
прочности
каната
Диаметр
каната,
условный,
мм
Номинальная
площадь
поперечн.
сечения
каната, см2
Номинальная
масса 1м, кг
К-7
ГОСТ Р
13840-68
1500
6,0
0,23
0,184
9,0
0,53
0,419
12,0
0,93
0,736
1400
15,0
1,39
1,099
18
2,00
1,562
К-19 ТУ 14-4-
22-71
1400
14,0
1,287
1,014
П р и м е ч а н и я : 1. Класс прочности - установленное стандартами нормируемое
значение условного предела текучести в МПа.
2. В обозначении арматурных канатов указывается их класс прочности (например,
обозначение каната класса К-7 диаметром 12 мм - Ø 12K7-1500).

99
Приложение 9
Табл. П.9
Соотношение между диаметрами стержней при сварке изделия
Диаметр стержня одного
направления, мм
3...12 14,16 18,20 22 25...32
36,40
Наименьший допустимый
диаметр стержня другого
направления, мм
3
4
5
6
8
10
Приложение 10
Защитный слой бетона
Табл. П.10
N
п.п .
Условия эксплуатации конструкций зданий
Толщина защитного
слоя бетона, мм, не
менее
1 В закрытых помещениях при нормальной и
пониженной влажности
20
2 В закрытых помещениях при повышенной
влажности (при отсутствии дополнительных
защитных мероприятий)
25
3 На открытом воздухе (при отсутствии
дополнительных защитных мероприятий)
30
4 В грунте (при отсутствии дополнительных
защитных мероприятий), в фундаментах при
наличии бетонной подготовки
40
Для сборных элементов минимальные значения толщины защитного слоя
бетона рабочей арматуры, указанные в табл . П .7 .1, уменьшают на 5 мм.
Для конструктивной арматуры минимальные значения толщины
защитного слоя бетона принимают на 5 мм меньше по сравнению с требуемыми
для рабочей арматуры.
Во всех случаях толщину защитного слоя бетона следует также принимать
не менее диаметра стержня арматуры и не менее 10 мм.

100
Приложение 11
Расчетные длины элементов при действии продольной силы
(СП 63.13330.2012, п. 8.1.17)
Расчетная длинаl0 элементов постоянного поперечного сечения по длине l
при действии продольной силы равна:
а) для элементов с шарнирным опиранием на двух концах – 1,0l;
б) для элементов с жесткой заделкой (исключающей поворот опорного
сечения) на одном конце и незакрепленным другим концом (консоль) – 2,0l;
в) для элементов с шарнирным несмещаемым опиранием на одном конце, а
на другом конце:
-
с жесткой (без поворота) заделкой – 0,7l;
-
с податливой (допускающей ограниченный поворот) заделкой – 0,9l;
г) для элементов с податливым шарнирным опиранием (допускающем
ограниченное смещение опоры) на одном конце, а на другом конце:
-
с жесткой (без поворота) заделкой – 1,5l;
-
с податливой (с ограниченным поворотом) заделкой – 2,0l;
д) для элементов с несмещаемыми заделками на двух концах:
-
жесткими (без поворота) – 0,5l;
-
податливыми (с ограниченным поворотом) – 0,8l;
е) для элементов с ограниченно смещаемыми заделками на двух концах:
-
жесткими (без поворота) – 0,8l;
-
податливыми (с ограниченным поворотом) – 1,2l.
Расчетная длина элементов фермы l0 :
сжатый верхний пояс в плоскости фермы:
при e0< (1/8)h , ..................................l0=0,9l
при e0≥ (1/8)h. ..................................... 0,8l
сжатый верхний пояс из плоскости фермы:
для участка под фонарем размером 12 м и более ............... 0,8l
в остальных случаях .................................................. 0,9l
сжатые раскосы и стойки в плоскости фермы и из плоскости фермы:
при b/bd< 15 ........................................ 0,9l
при b/bd≥ 15 . ...................................... 0,8l
здесь l- расстояние между центрами смежных закрепленных узлов; e0 –
эксцентриситет продольной силы; h- высота сечения верхнего пояса;b, bd -
ширина сечения соответственно верхнего пояса и стойки.

101
Приложение 12.
Предельно допустимая ширина раскрытия трещинacrc,ult :
(СП 63.13330.2012, п. 8.2.6)
а) Из условия обеспечения сохранности арматуры классов А240...А600, В500:
0,3 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,4 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
классов А800, А1000, Вр1200-Вр1400, К1400, К1500 (К-19) и К1500 (К-7), К1600
диаметром 12 мм:
0,2 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,3 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
классов Вр1500, К1500 (К-7), К1600 диаметром 6 и 9 мм:
0,1 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,2 мм - при непродолжительном раскрытии трещин;
б) Из условия ограничения проницаемости конструкций
0,2 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,3 мм - при непродолжительном раскрытии трещин.
Приложение 13
Минимальные значения коэффициента надежности по ответственности
Класс
сооружений
Уровень
ответственности
Минимальные значения
коэффициента надежности по
ответственности γn
КС-3
Повышенный
1,1
КС-2
Нормальный
1,0
КС-1
Пониженный
0,8
Примечание - Для зданий высотой более 250 м и большепролетных сооружений
(без промежуточных опор) с пролетом более 120 м коэффициент надежности по
ответственности следует принимать не менее 1,2.
Класс сооружений КС-1:
а) теплицы, парники, мобильные здания (сборно-разборные и контейнерного
типа), склады временного содержания, в которых не предусматривается
постоянного пребывания людей;
б) сооружения с ограниченными сроками службы и пребыванием в них людей.
Класс сооружений КС-2:
здания и сооружения, не вошедшие в классы КС-1 и КС-3 .
Класс сооружений КС-3:
здания и сооружения особо опасных и технически сложных объектов.

102
Приложение 14
Спецификация элементов
Спецификации составляют на железобетонное изделие и на каждое
специфицируемое арматурное изделие. В спецификацию вносят составные части,
входящие в специфицируемое изделие [15].
Спецификация состоит из разделов, которые располагают в такой
последовательности: «Сборочные единицы», «Детали», «Стандартные изделия»,
«Материалы». Наименование каждого раздела указывают в виде заголовка в графе
«Наименование» и подчеркивают.
В разделе «Сборочные единицы» указывают наименование изделий и их
марки в следующей последовательности:
-
каркасы пространственные;
-
каркасы плоские;
-
сетки;
-
изделия закладные.
В разделе «Детали» указывают форму и размеры поперечного сечения
арматурного стержня или профиля проката, класс арматурной стали, ГОСТ на
сортамент, длину. Сначала записывают арматурную сталь стержневую,
проволочную, а затем профильную.
Арматурную сталь группируют по классам и диаметрам. Запись ведут от
большего к меньшему.
В графе «Примечание» указывают массу деталей.
В обозначение изделия и его спецификации включают обозначение
соответствующего основного комплекта рабочих чертежей с добавлением к его
марке через точку индекса «И» и через тире – марки изделия или его порядкового
(позиционного) номера. Деталям, на которые не выполняются отдельные чертежи,
обозначения не присваивают.
Поз. Обозначение
Наименование
Кол. Масса
ед., кг
Примечание
Колонна К5
Сборочные единицы
Сетка С1
8А400−50
8А400−50
34×
36
4
1
Каркас КР1
2
2
Закладное изделие МН1 4
...
Детали
3
12-А400 ГОСТ 5781-82
L=460
4
0,156
...
Материалы
Бетон класса В20
15 мм
60 мм
65 мм
10
мм
15 мм
20 мм

103
Марка
изделия
Поз. деталей
Наименование
Кол. Масса
1 дет.,
кг
Масса
изделия, кг
С1
1
16-А400 L=3050
7
4,8
36,9
2
8А-А240 L=650
11
0,3
...
...
Приложение 15.
Оформление чертежей
Рис. 15.1. Рабочий чертеж ступенчатой колонны прямоугольного сечения

104
Рис. 15 .2 . Схема армирования колонны. Пространственный арматурный каркас

105
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение ............................................................................................................ 3
1. Задание на курсовое проектирование......................................................... 4
2. Компоновка здания с мостовыми кранами ............................................... 6
3. Сбор нагрузок на поперечную раму ........................................................ 11
3.1. Постоянные нагрузки ............................................................................. 11
3.2. Временные нагрузки .............................................................................. 13
4. Статический расчет поперечной рамы .................................................... 19
5. Проектирование колонны ......................................................................... 28
5.1. Расчет надкрановой части колонны ................................................. 28
5.2. Расчет подкрановой части сплошной колонны .............................. 32
5.3. Расчет консоли ................................................................................... 35
5.4. Расчет подкрановой двухветвевой части колонны ......................... 36
5.5. Расчет промежуточной распорки ..................................................... 41
6. Проектирование фундамента .................................................................... 46
6.1. Определение геометрических размеров фундамента .................... 47
6.2. Проверка прочности грунта под подошвой фундамента .............. 49
6.3 . Проверка прочности фундамента под торцом колонны на местное
сжатие .................................................................................................................. 50
6.4. Расчет армирования подошвы фундамента ..................................... 51
7. Проектирование стропильной фермы ..................................................... 55
7.1. Определение нагрузок на ферму ...................................................... 55
7.2. Определение усилий в элементах фермы ......................................... 56
7.3. Проектирование сечений элементов фермы .................................... 57
7.3.1. Нижний растянутый пояс ........................................................ 57
7.3.2. Верхний сжатый пояс .............................................................. 63
7.3.3. Растянутый раскос ................................................................... 67
7.3.4. Сжатый раскос .......................................................................... 68
8. Проектирование двускатной балки ......................................................... 71
8.1. Конструктивная схема балки ............................................................. 71
8.2. Расчёт по предельным состояниям первой группы ........................ 72
8.2.1. Расчёт на прочность по изгибающему моменту .................. 72
8.2.2 Расчёт на прочность по поперечной силе ............................... 73
8.3. Расчёты по предельным состояниям второй группы ..................... 76
Список литературы ........................................................................................ 85
Приложения .................................................................................................... 87