Каркас однопролетного промышленного здания

Федеральное агентство по образованию Российской Федерации

Тверской государственный  технический университет

Кафедра конструкций и  сооружений

 

 

 

 

 

 

 

Курсовой проект

по дисциплине: «Железобетонные  и каменные конструкции»

«Каркас однопролетного промышленного  здания»

Вариант № 12

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Выполнил:

 студент группы ПГС  – 08.01.                                                                            

 Петушков А.В.

                                                       Принял: Баркая Т.Р.

 

 

 

 

 

 

Тверь 2012 г

Содержание.

Задание на проектирование………………………………………………………….…3

1. Компоновка поперечной и продольной рамы здания…………………………3
1. Назначение высоты здания………………………………………….….3
2. Определение вида и размера колонн…………………………………..3
2. Статический расчет элементов здания……………………………………….…6
1. Определение нагрузок на поперечную раму здания. Нагрузка на покрытие………………………………………………………………....6
2. Временные нагрузки на здание. Ветровая нагрузка…………………..6
3. Определение крановых нагрузок……………………………………….8
1. Вертикальные крановые нагрузки………………………………….8
2. Горизонтальные (тормозные) крановые нагрузки………………...9
3. Расчет железобетонной фермы………………………………………………......9
1. Расчет верхнего пояса…………………………………………………....9
2. Расчет нижнего пояса…………………………………………………...13
3. Расчет сжатой стойки…………………………………………………...19
4. Расчет узлов фермы……………………………………………………..25
1. Расчет опорного узла ……………………………………………….25
2. Расчет промежуточного узла фермы ………………………………29
5. Расчет фермы в стадии изготовления……………………………….....30
4. Расчет двухветвеной колонны…………………………………………………...31
1. Исходные данные для расчета…………………………………………..31
2. Расчет надкрановой ветви……………………………………………….32
1. Расчет надкрановой ветви в плоскости рамы……………………...32
2. Расчет надкрановой ветви из плоскости рамы…………………….35
3. Расчет подкрановой ветви……………………………………………....37
1. Расчет подкрановой ветви в плоскости рамы……………………..37
2. Расчет подкрановой ветви из плоскости рамы…………………….41
4. Расчет промежуточной распорки……………………………………....43
5. Расчет колонны на монтажные нагрузки………………………………45
5. Расчет фундамента стаканного типа для двухветвевой колонны……………..47
1. Определение нагрузок на фундамент…………………………………..47
2. Определение давления под подошвой фундамента…………………...49
3. Расчет плиты фундамента на продавливание колонной……………...49
4. Определение армирования подошвы фундамента…………………….50
5. Расчет подколонника………………………………………………….…51

Список литературы………………………………………………………………………52

Приложение………………………………………………………………………………53

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Задание на проектирование.

1. Район строительства: город Мурманск.
2. Длина пролётов: L = 24 м.
3. Количество пролётов: n = 1
4. Длина здания l =84 м.
5. Шаг колонн в продольном направлении по средним рядам: l₁ = 12 м.
6. Шаг колонн в продольном направлении по крайним рядам: l₂ =12 м.
7. Отметка головки подкранового рельса, (не менее): (ГПР) = 13,95 м.
8. Грузоподъемность мостового крана, Q =20 т.
9. Тип ригеля: ФСБ
10. Бетон фермы класса В40
11. Бетон колонны класса В25
12. Бетон фундамента класса В15
13. Сопротивление грунта, R_о = 1,5 кгс/см².
14. Ряд расчетной колонны и фундамента – крайняя.
15. Класс продольной арматуры (кроме преднапряженной) – А400.
16. Класс преднапряженной арматуры фермы – К1400(К7)

 

1.Компановка поперечной  и продольной рамы здания

1.1.Определение  высоты здания

Длина надкрановой части крайней колонны:

H₂ = h_кp + h_p + h_пб + Δ = 2,4 + 0,12 + 1,4 + 0,1 = 4,02 м.

Для подкрановых балок  l= 12 м:  h _пб = 1400мм.

Длина подкрановой части:

H₁ = ГПР - h_p - h_пб  = 13,95 – 0,12  – 1,4 = 12,43 м.

Общая длина колонны:

Н ≥ Н₁ + Н₂ = 12,43 + 4,02 = 16,45 м.

Принимаем высоту здания согласно модулю Н_зд = 16,8м.

Высота колонны Н = 18 100мм.

1.2. Определение вида и размеров колонны

Тип колонны:

Сквозная (двухветвевая) колонна

Размеры колонны: Н = 18100мм, Н₂ =4100мм_, h₂ = 600мм,b = 500мм, h_b = 200мм, d = 1400  мм.

Основными несущими элементами каркаса здания являются колонны, ригеля, фундаменты, подкрановые балки и  плиты перекрытия, образующие жёсткий  диск, который объединяет все элементы каркаса в единую, совместно деформирующуюся  систему. Совместная работа элементов  каркаса обеспечивается также системой горизонтальных и вертикальных связей. С целью уменьшения температурных  деформаций всё здание разделяется  поперечными швами на отдельные  температурные блоки. При большой  ширине здания устраиваются также продольные температурные швы.

В данном курсовом проекте  размеры температурного блока заданы -60 м, поэтому необходимо решить вопросы  привязки колонн к продольным и поперечным осям в пределах этого температурного блока и с помощью рационально  размещённых связей обеспечить его  пространственную устойчивость.

       Привязка  колонн к координатным осям  определяется следующими соображениями.  Оси колонн смещаются относительно  поперечных осей у торцов температурного  блока внутрь на 500 мм и совмещаются с поперечными промежуточными осями, а наружные грани двухветвевых колонн, расположенных с шагом 6м при высоте здания до 18 м, совмещаются с наружными гранями колонн.

 Система вертикальных  и горизонтальных связей предназначена  обеспечить жёсткость покрытия  в целом, придать устойчивость  сжатым поясам ригелей поперечных  рам, воспринять ветровые нагрузки, действующие на торец здания  и передать тормозные усилия  от мостовых кранов на все элементы каркаса.

 Для предупреждения деформаций от действия горизонтальных нагрузок в продольном направлении в крайних пролётах блока между колоннами устанавливают по высоте ригелей вертикальные связевые фермы, связанные между собой по верху колонн железобетонными или стальными распорками, но так как в данном случае высота ригеля на опоре менее 800 мм, то по верху устанавливают только распорки.

Для восприятия тормозных  крановых усилий в продольном направлении  примерно посередине температурного блока  устанавливают вертикальные портальные связи.

В торцах блока с целью  увеличения сопротивления изгибу колонн от ветровой нагрузки устанавливают  горизонтальные связи в виде крестовых  решёток, которые образуют ветровые фермы из стальных уголков по нижним поясам ферм.

Привязка колонн крайних рядов 250 мм, когда наружные грани колонн и внутренние поверхности стен смещаются с продольных осей на 250мм наружу – в зданиях, оборудованными мостовыми кранами грузоподъёмностью до 50т, при шаге колонн 12 м и высоте здания более 16,2м

Габариты крана     Тип рельса КР-70

Грузоподъёмность крана Q = 20/5т.  Высота рельса, hp = 120 мм.

Пролёт крана, Lк = 22,5 м.    Ширина головки = 70мм.

Ширина моста = 6,3 м.    Ширина подошвы = 120 мм.

База крана = 4,4 м.     Площадь сечения = 67,3

Высота крана, Н = 2,4 м.    Момент инерции Jx =1081,99

Зазор, В = 0,26 м.     Момент инерции Jy = 327,16

Давление колеса =220 кН.    Масса 1 п.м. = 52,8 кг.

Масса тележки = 8,5 т.

Масса крана с тележкой = 36т.

 

 

 

Рис 1. Габариты колонн крайнего ряда.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

2. Статический  расчет элементов здания.

2.1. Определение  нагрузок на поперечную раму  здания.

Нагрузка на покрытие.

№ п.п.	Наименование нагрузки	qн кН/м2.	γf	q кН/м2.
А 1. 2. 3.   4. 5. 6.	Постоянная. Гидроизоляционный ковер 2-х  слойный Цементно-песчаная стяжка 30 мм. Утеплитель ρ=4 кН/м2. V снеговой район толщиной 200 мм. Пароизоляция. Цементно-песчаная стяжка 50 мм. Ребристая плита перекрытия (3х12)	0,7 0,45 0,8   0,05 0,75 1,67	1,3 1,3 1,3   1,3 1,3 1,1	0,91 0,585 1,04   0,065 0,975 1,837
	Итого на ферму без учета  собственного веса фермы	4,42		5,412
Б	Снеговая  В том числе длительная	2,29 1,145	1,4	3,2 1,6
	Итого полная нагрузка на ферму В том числе длительная	6,71 5,565		8,612 7,012

Узловая нагрузка на ферму.

а) Постоянная.

Р_n =g_n∙l₂∙d =4,42∙12∙3=159,12 кН.

Где d – ширина панели ФСБ s =3м

Р =g∙l₂∙d =5,412∙12∙3=194,83 кН.

б) Снеговая нагрузка.

Р_сн,n = 2,29∙12∙3=82,44 кН.

Р_сн,n,l = 1,145∙12∙3=41,22 кН.

Р_сн = 3,2∙12∙3=115,2 кН.

Р_сн,l = 1,6∙12∙3=57,6 кН.

2.2. Временные нагрузки на здание.

Ветровая нагрузка.

Принимаем местность В. Статическую  составляющую ветрового давления определяем по карте ветрового давления в зависимости от заданного района. Мурманск находится а VI ветровом районе, по СНиП 2.01.07-85*.

Нормативное значение средней  составляющей ветровой нагрузки w на высоте z над поверхностью земли определяется по формуле:

 

где  w₀ – нормативное значение ветрового давления, составляющее согласно табл. 5 [3] для VI -го ветрового района 73 кгс/м²;

k – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте и определяемый согласно табл. 6 [3]:

на высоте ≤ 5 м – 0,5;

на высоте ≤ 10 м – 0,65;

на высоте ≤ 20 м – 0,85;

на высоте 16,8 м – 0,786 (значение определено по линейной интерполяции).

с – аэродинамический коэффициент, составляющий, согласно обязательному приложению 5 [3], для вертикальных и отклоняющихся от вертикальных не более чем на 15° поверхностей:

-с наветренной стороны  0,8;

-с подветренной – 0,6.

Итак, нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки с наветренной  и подветренной стороны на высоте

5 м над поверхностью  земли:

 

 

На высоте 10 м: 

 

На высоте 16,8 м

 

 

Постоим эпюру фактического давления.

 

Рис. 2. Эпюра фактического давления ветра.

Для упрощения расчетов распределенная по нелинейному закону ветровая нагрузка заменяется эквивалентной, нормативная  интенсивность которой определяется по формуле:

,

где  M_act – изгибающий момент от действия фактической ветровой нагрузки.

Найдем эквивалентную  нагрузку и эквивалентный момент.

Определим величины моментов от давления ветра с наветренной M_act и подветренной M'_act стороны:

 

 

 

 

Эквивалентная нагрузка.

 

 

Находим равномерно распределенную нагрузку.

 

 

 

 

Сосредоточенная сила, действующая  на верх колонн.

 

 

 

3. Крановая нагрузка.
1. Вертикальные крановые нагрузки.

Определяем минимальное  и максимальное усилия на колонну  крайнего ряда.

Q = 200 кН, Р_max = 220 кН, G_тел = 85 кН, G_кр = 360 кН

 

Рис. 3. Схема к определению нагрузки от мостовых кранов.

 

у₂ = 0,842;   у₃ = 0,475;   у₄ = 0,633.

 

Загружаем линии влияния.

Определяем Р_min.

2∙Р_max + 2∙ Р_min = Q + G_кр

 

Максимальное и минимальное  нормативное значение реакции подкрановой  балки можно определить по формуле:

 

где  P_max и P_min – соответственно максимальное и минимальное нормативное давление колеса крана на рельс, кН;

y_i – ордината на линии влияния под i-тым колесом крана.

 

 

 

 

 

 

2. Горизонтальная крановая нагрузка.

Нормативная нагрузка от торможения крана в плоскости рамы определяется по формуле:

 

где  

f – коэффициент трения, для гибкой подвески f =0,05.

Q – грузоподъемность крана, кН;

G_тел – вес крановой тележки, кН;

n – количество колес на одной стороне крана.                                                                                     y_i – ордината на линии влияния под i-тым колесом крана.

 

Вычисляем силу трения:

 

Коэффициент сочетаний при  учете двух кранов режима работы 1К  – 6К составляет y = 0,85.

 

3. Расчет железобетонной фермы

Усилия в ферме определены с помощью ПВК SCAD Office 11.3.

Рис.3а Схема ж/б фермы в ПВК Scad с номерами элементов.

Верхний пояс фермы:

В верхнем поясе фермы  максимальные нормальные усилия возникают  в элементах №9,23 (от полного загружения снегом), однако максимальный изгибающий момент возникает в элементах №15,17 от загружения фермы снегом лишь наполовину. В ходе расчета верхнего пояса фермы по этим двум группам элементов я установил, что при максимальном моменте образуется больший расчетный момент нежели рассматривать верхний пояс по максимальной нормальной силе, из-за уменьшения начального эксцентриситета, поэтому РСУ приведены для элемента №15.

Имя загружения	N,кН расчетное	N,кН нормативное	M, кНм расчетное	М, кНм нормативное
1 Собственный вес	-145,53	-132,43	-1,13	-1,03
2 Нагрузка от покрытия	-1553,69	-1268,92	6,21	5,08
3 Снеговая нагрузка на всю ферму	-918,67	-655,93	3,67	2,62
4 –ll– на всю ферму длительная	-459,34	-327,97	1,84	1,31
5 Cнеговая нагрузкана пол фермы	-493,81	-352,58	74,66	53,3
6 –ll– на пол фермы длительная	-261,9	-176,29	37,33	26,65
1+2+3	-2617,89	-2057,28	8,75	6,67
1+2+5	-2193,03	-1753,93	79,74	57,35
1+2+6	-1961,12	-1577,64	42,41	30,7

 

 

3.1. Расчет верхнего  пояса

Расчет ведем по элементу № 15.

- усилие полное: N =2193, кН;  М = 79,74 кН∙м;

- усилие длительное: N_l =1961 кН;  М_l = 42,41 кН∙м;

- _{b = 28 см;}

- h = 30 см;

- бетон В40, R_b = 2,2 кН/см²;

- арматура А400, R_s = 35,5 кН/см²;

Е_b = 3,6∙10³ кН/см²;

Е_s = 2,0∙10⁴ кН/см²;

 

Принимаем расчетную длину  элемента равной l_o = 300,5 см. При этом l_o/h =300,5/30 = 10,02 > 4, т.е. учет гибкости обязателен.

Расчет элемента производим на действие продольной силы с эксцентриситетом   е_o = е_а согласно:

 

 

Выбираем большее значение . Зададимся центром тяжести арматуры а=4 см.

 

 

Коэффициент φ_l:

 

Коэффициент d_е:

 

Коэффициент α:

 

Находим μ по табл. 5.2 пособия к СНиП 52-102-2004

μ=0,002

Примем ; 4 Ø 16 А400.

В первом приближении  имеем:     

Требуемый коэффициент армирования:

 

Определим жесткость:

 

 

Вычислим критическую  силу:

 

Коэффициент η:

 

 

Расчетный момент определим  по формуле:

 

Определим количество продольной арматуры:

 

 

 

 

 

Коэффициент влияния арматуры:

 

 

Определяем требуемое  количество арматуры:

 

 

 

 

Второе приближение

Определим жесткость:

 

Вычислим критическую  силу:

 

Коэффициент η:

 

 

Расчетный момент определим  по формуле:

 

Определим количество продольной арматуры:

 

 

 

 

 

Коэффициент влияния арматуры:

 

 

Определяем требуемое  количество арматуры:

 

 

 

 

Третье приближение.

Определим жесткость:

 

Вычислим критическую  силу:

 

Коэффициент η:

 

 

Расчетный момент определим  по формуле:

 

Определим количество продольной арматуры:

 

 

 

 

 

Коэффициент влияния арматуры:

 

 

Определяем требуемое  количество арматуры:

 

 

 

 

Принимаем арматуру 5Ø28 А400  А_s= А'_s= 30,79 см². Поперечную арматуру принимаем конструктивно из условия сварки Ø8 А400 с шагом 200 мм.

 

 

Рис 4. Схема армирования  верхнего пояса.

 

Проверим сечение на прочность  по сжатой зоне.

,

 

7472<15922,81 Проверка выполнена.

3.2. Расчет нижнего пояса

 

Имя загружения	N,кН расчетное	N,кН нормативное	M, кНм расчетное	М, кНм нормативное
1 Собственный вес	145,05	132	-0,76	-0,69
2 Нагрузка от покрытия	1550,73	1266,5	11,9	9,71
3 Снеговая нагрузка на всю ферму	916,92	654,68	7,03	5,02
4 –ll– на всю ферму длительная	458,46	327,34	3,52	2,51
5 Cнеговая нагрузкана пол фермы	495,4	353,72	88	62,83
6 –ll– на пол фермы длительная	247,7	176,86	44	31,42
1+2+3	2612,7	2053,38	18,17	14,04
1+2+5	2191,18	1752,22	99,14	71,85
1+2+6	1943,48	1575,36	55,14	40,44

 

- усилие полное: N =2191кН;  М = 99,14 кН∙м;

- усилие длительное: N_l =1944 кН;  М_l = 55,14 кН∙м;

- усилие нормативное  полное N_n =1752 кН;  М_n = 71,85 кН∙м;

- усилие нормативное  длительное N_n,l =1575 кН;  М_n,l = 40,44 кН∙м;

_{- b = 28 см;}

- h = 34 см;

- бетон В40, R_b = 2,2 кН/см²;

- арматура А400, R_s = 35,5 кН/см²; п/н К1400(К-7) R_sр = 117 кН/см²;

Е_b = 3,6∙10³ кН/см²;

Е_s = 2,0∙10⁴ кН/см²;

 

Определим начальный эксцентриситет

 

Случай малых эксцентриситетов.

Определим е'.

 

 

 

Выбираем большее значение e'= 11,5 см. Зададимся центром тяжести арматуры, а=10,0 см.

Принимаем конструктивно  продольную арматуру 4Ø10 А400 А_s=3,14 см². Так же конструктивно принимаем П-образные поперечные стержни Ø4 В500. Находим требуемое количество преднапряженной арматуры.

Требуемую площадь сечения  напрягаемой арматуры определим  как для внецентренно-растянутого  элемента:

 

Принимаем 10Ø15 К-1400(К-7) A_sp = 14,16 см².

Рис. 5. Схема армирования  нижнего пояса.

 

 

Проверка  по трещинностойкости.

 

Принимаем 

Коэффициент α для обычной арматуры:

 

Коэффициент α для канатной арматуры:

 

Определение геометрических характеристик приведенного сечения.

Площадь приведенного сечения:

 

Статический момент приведенного сечения:

 

 

Момент инерции приведенного сечения:

 

 

Момент сопротивления  приведенного сечения:

 

 

Расстояние до центра тяжести  приведенного сечения, до ядровой точки:

 

Расчет потерь.

Первые потери:

1. Потери от релаксации напряжений арматуры определяют по формулам для арматуры классов К1400 при способе натяжения:

механическом –

 

 

1. Потери (МПа) от температурного перепада (°С), определяемого как разность температур натянутой арматуры в зоне нагрева и устройства, воспринимающего усилия натяжения при нагреве бетона, принимают равными:

 

 

2. Потери от деформации стальной формы (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму определяют по формуле

 

Где n - число стержней (групп стержней), натягиваемых неодновременно;

  - сближение упоров по линии действия усилия натяжения арматуры, определяемое из расчета деформации формы;

_l - расстояние между наружными гранями упоров.

При отсутствии данных о  конструкции формы и технологии изготовления допускается принимать .

3. Потери от деформации анкеров натяжных устройств определяют по формуле

 

Где

  - обжатие анкеров или смещение стержня в зажимах анкеров;

_l - расстояние между наружными гранями упоров.

При отсутствии данных допускается  принимать  =2 мм.

 

Получаем сумму первых потерь:

 

Найдем передаточную прочность

 

 

 

 

 

- условие не  выполняется

 

Оставляем В40

Принимаем

 

Вторые потери:

4. Потери от усадки бетона определяют по формуле

 

где - деформации усадки бетона, значения которых можно приближенно принимают в зависимости от класса бетона равными:

0,00025 - для бетона класса В40;

 

5. Потери от ползучести бетона определяют по формуле

 

Где - коэффициент ползучести бетона, принимается по табл. 2.6                  СП 52-102-2004. Для нормальной влажности воздуха.

 

- напряжения в  бетоне на уровне центра тяжести  рассматриваемой группы стержней  напрягаемой арматуры;

α – коэффициент приведения арматуры к бетону, равный

- расстояние между  центрами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента;

, - площадь приведенного сечения элемента и ее момент инерции относительно центра тяжести приведенного сечения;

- коэффициент  армирования, равный , где А и - площади поперечного сечения соответственно элемента и рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры.

 

 

 

 

 

Расчет на образование  трещин.

Определение момента образования  трещин.

 

 

 

 

 

 

Трещины образуются. Условие не выполняется, требуется расчет на раскрытие трещин.

Определение момента образования  длительных трещин.

 

 

 

Трещины образуются. Условие не выполняется, требуется  расчет на раскрытие трещин.

Расчет на раскрытие трещин.

Расчет железобетонных элементов  производят по непродолжительному и  продолжительному раскрытию трещин.

Непродолжительное раскрытие  трещин определяют от совместного действия постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок, продолжительное - только от постоянных и временных  длительных нагрузок. При этом коэффициент  надежности по нагрузке принимается  равным γ_f = 1,0.

Расчет по раскрытию трещин производят из условия

a_crc ≤ a_crc,ult

 где a_crc - ширина раскрытия трещин от действия внешней нагрузки;

 a_crc,ult - предельно допустимая ширина раскрытия трещин.

Для элементов, к которым  не предъявляются требования непроницаемости, значения a_crc,ult  принимают равными:

 [a_crc]_l =0,1 мм - при продолжительном раскрытии трещин;

[a_crc] =0,2 мм - при непродолжительном раскрытии трещин.

Ширину раскрытия  трещинна уровне оси растянутой арматуры a_crc, мм, определим по формуле:

 

где σ_s - приращение напряжений в продольной предварительно напряженной арматуре в сечении с трещиной от внешней нагрузки;

l_s - базовое (без учета вида внешней поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами;

φ₁ - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки и принимаемый равным:

1,0 - при непродолжительном  действии нагрузки;

1,4 - при продолжительном  действии нагрузки;

φ₂ - коэффициент, учитывающий профиль арматуры и принимаемый равным:

0,5 - для арматуры периодического  профиля и канатной;

0,8 - для гладкой арматуры (класса А240);

ψ_s - коэффициент, учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций растянутой арматуры между трещинами;

 

s_s - приращение напряжений в стержнях крайнего ряда арматуры от действия внешней нагрузки; для прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений значение σ_s допускается определять по формуле

 

где z - плечо внутренней пары сил, равное z = ζ·h_о, а коэффициент ζ определяется по табл.4.2 Пособия к СП 52-102-2004;

Значения σ_s не должны превышать R_s,ser > σ_sр.

P – усилие обжатия с учетом всех потерь.

- коэффициент армирования сечения,  принимаемый равным отношению  площади сечения арматуры S к площади сечения бетона при рабочей высоте h₀ , но не более 0,02; для прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений:

Для канатной арматуры

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Находим

 

 

 

 

 

Значение базового расстояния между трещинами l_s определяют по формуле и принимают не менее 10d_sр и 100 мм и не более 40d_sр и 400 мм.

где А_bt - площадь сечения растянутого бетона, определяемая в общем случае

 

При этом высота растянутой зоны бетона принимается не менее 2а и не более 0,5h.

Для прямоугольных, тавровых и двутавровых сечений высоту растянутой зоны допускается определять с учетом указанных ограничений  по формуле

у = k·y_t,

где у₀ - высота растянутой зоны бетона, определяемая как для упругого материала по приведенному сечению при коэффициенте приведения арматуры к бетону а = E_s/E_b;

k - поправочный коэффициент, учитывающий неупругие деформации растянутого бетона и равный:

для прямоугольных сечении и тавровых с полкой в сжатой зоне - 0,9;