[PPeterr]

Здравствуйте.
Есть желание постараться провести расчёт ж/б балки. Расчёт хочу произвести вручную, используя методики, предлагаемые в Пособие к СНиП 2.03.01-84 и Пособие к СП 52-101-2003. Требования к расчёту - возможность практически выполнить надёжную конструкцию, затратив при этом минимальное количество материалов (бетон и арматурная сталь). Также желательно учесть осуществление опалубочных работ. Высокая точность расчёта не требуется.
Железобетонная балка монолитно соединённая с перекрытием (высотой 150мм) и колоннами (сечением 400х400мм). На балке выкладывается стена (толщиной 190мм) из каменного блока с удельной плотностью 1200 кг/м3. Высота стены 2м. Равномерно распределённая полезная нагрузка на перекрытии принята 400 кг/м2. Расстояние между осями колонн 6м.
Расположение балки по отношению к строению изображено на прикреплённых рисунках (красным цветом). Бетон В20, арматура АIII диаметром не более 16мм.

Основная цель расчёта - заиметь представление о конструировании ж/б балки, влияние расположения арматуры в зависимости от нагрузок и условий работы балки. Хорошо бы, чтобы результаты расчёта можно было применить для создания реальной конструкции.
Прошу по возможности указывать мне пути направления расчёта. Постараюсь здесь потихоньку выкладывать результаты для контроля.

[Lorens]

Хорошо, а в чем конкретный вопрос?

[PPeterr]

Вопрос такой.
Если я хочу выяснить, какая нагрузка действует на балку от равномерно распределённой полезной нагрузки (400 кг/м2) на перекрытии, то правильно ли я полагаю, что величина этой нагрузки составит 400кг умноженные на площадь заштрихованной фигуры (зелёная штриховка на картинке), делённая на пролёт балки. И в итоге я получу равномерно распределённую нагрузку на балке?

[eilukha]

И в итоге я получу равномерно распределённую нагрузку на балке?

- получите, но если приложить нагрузку по трапеции, то моменты будут несколько больше, т. е. по моменту это не будет эквивалентная нагрузка.

[PPeterr]

Сообщение от eilukha - получите, но если приложить нагрузку по трапеции, то моменты будут несколько больше, т. е. по моменту это не будет эквивалентная нагрузка.

Понятно. Я конечно могу посчитать нагрузку (учесть момент на балке от нагрузки) по участкам трапеции. Но это может усложнить последующий расчёт. Высокая точность мне ни к чему. Посоветуйте, могу ли я для практического расчёта принять, что площадь перекрытия, с которой собирается нагрузка на балку, выглядит как прямоугольник, по площади равный трапеции, изображённой выше?

[Lorens]

Вы хотите выполнить правильный и точный расчет или бытрую прикидку???
Если прикидку, то СКАД сотилиты Вам в помощь, если точный то делайте точно. В чем сложность получения реакций от трапецивидной нагрузки?

[Leonid555]

Сообщение от PPeterr Расчёт хочу произвести вручную, используя методики, предлагаемые в Пособие к СНиП 2.03.01-84 и Пособие к СП 52-101-2003.

В порядке самообразования - можно и по Пособию к старому СНиП 2.03.01-84 посчитать. Но учтите, что подход к расчетам (методика) в старом и новом СНиПах отличаются. Так что нельзя для одной и той же конструкции одно считать по старому, а другое по новому. Делайте один расчет конструкции целиком по старому Пособию, другой такой же расчет целиком по новому Пособию.

Сообщение от PPeterr Требования к расчёту - возможность практически выполнить надёжную конструкцию, затратив при этом минимальное количество материалов (бетон и арматурная сталь). Также желательно учесть осуществление опалубочных работ. Высокая точность расчёта не требуется.

Э-э-э какой вы хитрый! Значит хотите материалы экономить, а напрягаться с расчетом не хотите? Так не получится.
Либо сильно напрягаетесь с расчетом и вам удается что-то экономить. Либо с расчетом не заморачиваетесь, тогда наверняка будет перерасход материалов.

[PPeterr]

Сообщение от Leonid555 Либо с расчетом не заморачиваетесь, тогда наверняка будет перерасход материалов.

Это в лучшем случае. Так сказать, при хорошем исходе. На самом деле, больше пугает худший случай.

Я построил зависимость распределения нагрузки на балке, собранной с трапециевидной площади перекрытия (хотя понимаю, что и трапеция - вовсе не точная площадь, с которой будет собираться нагрузка) от координаты балки (пролёта). В расчёте рассматриваю половину длины балки (т.к. нагрузки с другой стороны балки симметричны). Взгляните, похожи ли на правду приведённые зависимости.
Признаться, боюсь, что "закопаюсь" в расчёте, с такими выкладками...

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr На балке выкладывается стена (толщиной 210мм) из каменного блока с удельной плотностью 1200 кг/м3.

Плотность кладки из камней с Y=1200 кг/м3, будет выше. Ведь плотность связующего раствора примерно 1800 кг/м3.

Сообщение от PPeterr Равномерно распределённая полезная нагрузка на перекрытии принята 400 кг/м2.

Это нормативная нагрузка? Почему именно 400?

Сообщение от PPeterr Если я хочу выяснить, какая нагрузка действует на балку от равномерно распределённой полезной нагрузки (400 кг/м2) на перекрытии, то правильно ли я полагаю, что величина этой нагрузки составит 400кг умноженные на площадь заштрихованной фигуры (зелёная штриховка на картинке), делённая на пролёт балки. И в итоге я получу равномерно распределённую нагрузку на балке?

Грузовая площадь-то заштрихована верно, при условии, что противоположная балка тоже крайняя. Нагрузка на балку будет трапециевидной. Заменить эквивалентной равномерно-распределенной по вашему способу - это значит потерять максимальный момент. Тут два варианта - либо воспользоваться программой, позволяющей учитывать трапециевидные нагрузки для определения изгибающего момента, либо в запас считать нагрузку не с трапеции, а спрямоугольника, равному половине плиты.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Плотность кладки из камней с Y=1200 кг/м3, будет выше. Ведь плотность связующего раствора примерно 1800 кг/м3.

Понятно. Но плотность блоков, по моим подсчётам, чуть меньше 1200 кг/м3. Я округлил в бОльшую сторону, пытаясь учесть вес раствора между блоками. На мой взгляд, вполне приемлемо принять плотность кладки (блоки и раствор) 1200 кг/м3.

Сообщение от Нитонисе Это нормативная нагрузка? Почему именно 400?

Мне захотелось, чтобы это значение было принято как "Залы: собраний и совещаний" табл. 3 (нормативные значения нагрузок) СНиП 2.01.07-85. Пусть лишнее пойдёт в запас.

Сообщение от Нитонисе Грузовая площадь-то заштрихована верно, при условии, что противоположная балка тоже крайняя.

Условие выполняется.

Сообщение от Нитонисе Заменить эквивалентной равномерно-распределенной по вашему способу - это значит потерять максимальный момент. Тут два варианта - либо воспользоваться программой, позволяющей учитывать трапециевидные нагрузки для определения изгибающего момента, либо в запас считать нагрузку не с трапеции, а с прямоугольника, равному половине плиты.

Думаю, что для реализации расчёта вот так мне и следует поступить - принять, что грузовая площадь равняется половине площади перекрытия. Иначе могу "закопаться" и до самого интересного не доберусь

Взгляните пожалуйста, правильно ли я вычислил нагрузку на балку от трёх источников:
1) От нормативной нагрузки на перекрытии
2) От массы перекрытия
3) От массы блоков

[Jacques DoChirac]

Есть желание покопаться? Про нагрузку от стен см. СНиП II-22-81* 6.53.

[Lorens]

Сообщение от Нитонисе Грузовая площадь-то заштрихована верно, при условии, что противоположная балка тоже крайняя

Поясните пожалусто - а если она не крайняя, то что меняется, и почему подобную грузовую площадь применить нельзя?

[PPeterr]

Jacques DoChirac этот пункт указанного СНиП-а посмотрел, но как его применить к своей задаче, не понял. Очень глубоко "покопаться" желания нет. Признаться, мне одного только пособия, что указано в первом сообщении, хватит "с головой", чтобы "закопаться".

Предположим, три нагрузки в сообщении 10 приняты верно. Тогда остаётся ещё одна - от собственного веса балки.
Подскажите, из каких принципов выбирается ширина балки. Вот, встретил в книге Тихонова про армирование табличку с рекомендуемыми размерами сечения балки. Есть ли такое правило, что ширина балки не может быть меньше толщины стены над ней (в моём случае 190мм).
Исходя из удобства армирования, а также выдерживая конструктивные требования, полагаю, что ширина балки в 250мм будет оптимальна, верно?

[Jacques DoChirac]

Я к тому, что каменная кладка до определенных размеров работает как равномерно распределенная нагрузка, а дальше - сама как балка. Но в данной задаче можно в подробности не вдаваться.
Строгого правила "что ширина балки не может быть меньше толщины стены над ней" нет. Можно и 200мм балку сделать. Каменные стены 640мм делают на 600мм ФБСках.

[Нитонисе]

Сообщение от Lorens Поясните пожалусто - а если она не крайняя, то что меняется, и почему подобную грузовую площадь применить нельзя?

Если дальняя балка была бы средней, то на нее пришлось бы больше нагрузки, чем посчитаете по грузовым площадям. А на крайние, соответственно, меньше. Это связано с эффектом неразрезности. Вот представьте что у вас есть двухпролетная балка с пролетам 3 метра и нагрузкой 1 т/м.п. По грузовым площадям получается что на крайние опоры приходится 1.5*1=1.5 тонн, а на среднюю 3*1 = 3 тонны. Но если посчитаете эту балку в любой программе, то окажется, что реакция крайней опоры 1.125 тонны, а реакция средней - 3.75. Немаленькое увеличение нагрузки на средней опоре с 3 до 3.75, да?

Сообщение от PPeterr Взгляните пожалуйста, правильно ли я вычислил нагрузку на балку от трёх источников:

Вроде бы все верно, только нужно еще учесть вес самой балки, а также непонятно почему у вас в нагрузке от стены ширина принята 0.19, хотя вы пишете что она 0.21. При этом нужно учесть штукатурку с обеих сторон.

Еще по поводу нагрузки от стены. На деле она не будет равномерно-распределенной. Стена - довольно жесткая конструкция и если применить здесь рекомендации по замене нагрузки от перегородок, то нагрузка от стены может быть представлена в виде двух сосредоточенных сил, расположенных на некотором удалении от краев... таким образом, применяя все же равномерно-распределенную нагрузку, вы закладываете некоторый запас в расчет.

Сообщение от PPeterr Исходя из удобства армирования, а также выдерживая конструктивные требования, полагаю, что ширина балки в 250мм будет оптимальна, верно?

Тут нет каких-то особых рекомендаций. Ну наверно плохо, если размеры ширины и высоты сильно отличаются друг от друга... а так - почему бы не сделать ширину балки по ширине колонны? Но опять же, 250 мм - тоже вполне нормально.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Вроде бы все верно, только нужно еще учесть вес самой балки

Да. Только вот, чтобы учесть вес балки мне надо определиться с оптимальными размерами её сечения (хотя бы с шириной балки).

Сообщение от Нитонисе непонятно почему у вас в нагрузке от стены ширина принята 0.19, хотя вы пишете что она 0.21

Действительно, сначала я писАл про 210мм, ошибался. Посмотрел в интернете - всё же ширина блока 190мм. Вот этот блок: Подредактировал первое сообщение.

Сообщение от Нитонисе При этом нужно учесть штукатурку с обеих сторон.

Скорее всего, в стене будет проём (проёмы). Пусть на данный момент буду считать, что вес штукатурки компенсирует то, что нагрузка от стены будет меньше, за счёт проёмов.

Сообщение от Нитонисе таким образом, применяя все же равномерно-распределенную нагрузку, вы закладываете некоторый запас в расчет.

Хорошо. Буду знать. Мы говорим о том, что в моём случае довольно много допущений, упрощений (на данном этапе - по сбору нагрузок на балку). Это понятно.

Сообщение от Нитонисе Тут нет каких-то особых рекомендаций. Ну наверно плохо, если размеры ширины и высоты сильно отличаются друг от друга... а так - почему бы не сделать ширину балки по ширине колонны? Но опять же, 250 мм - тоже вполне нормально.

Скорее всего, удобнее действительно, если бы ширина балки была равна ширине колонны. Но почему-то (как я прикреплял выше) встречал неоднократно, что высота балки (для лучшей работы) должна быть больше её ширины. Якобы, применяя определённое количество арматурной стали и бетона и варьируя сечение балки, наиболее прочная балка получается для случая, когда высота её примерно в два раза больше ширины. Или я заблуждаюсь и что-то путаю?
Ну а в случае если принять ширину балки равной ширине колонны (400мм), то надо постараться, чтобы и высота была не более 400мм (иначе слишком материалоёмкая балка получится).

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Но почему-то (как я прикреплял выше) встречал неоднократно, что высота балки (для лучшей работы) должна быть больше её ширины. Якобы, применяя определённое количество арматурной стали и бетона и варьируя сечение балки, наиболее прочная балка получается для случая, когда высота её примерно в два раза больше ширины. Или я заблуждаюсь и что-то путаю?

Ну это правильно - высота чаще всего больше ширины. Соотношение 1:2 - вполне годится.

[PPeterr]

Всё-таки, полагаю, ширину балки следует принять равной ширине колонны. Иначе очень сложно будет выполнить опалубку, чтобы залить балку монолитно с колоннами. Пусть сечение балки будет 400х400мм.
Итак, все нагрузки, действующие на балку известны. В ближайшее время попробую выяснить, с каким коэффициентом запаса они принимаются для расчёта по 1 ГПС.

Как я понимаю из пункта 2.2 и 3.7 СНиП-а по нагрузкам, коэффициент запаса для нормативной и весовых нагрузок в моём случае одинаковый и равен 1.2. Таким образом, расчётные значения нагрузок для расчёта по 1 группе предельных состояний я умножаю на 1.2. Прикрепил картинку с расчётом нагрузки от собственного веса балки, и подсчёт всех нагрузок с коэффициентом запаса, для расчёта по 1 ГПС (с индексом "I"). Проверьте, пожалуйста. (как принимались расчётные значения нагрузок, можно взглянуть здесь)

[Нитонисе]

Yf = 1.2 для временной на перекрытии (п.8.2.2 СП нагрузки и воздействия).
Yf = 1.1 для железобетона и каменной кладки (табл.7.1 СП).
Yf = 1.3 для стяжки и штукатурки (табл.7.1 СП).

Вы приняли сечение балки 400х400. Имейте ввиду, что расчетное сечение балки включает в себя и часть плиты, которая на нее опирается. В данном случае при выбранном сечении балки она выступает снизу под перекрытием на 250 мм. Строго говоря сечение получается Г-образное, так как часть плиты тоже включится в работу. Неучет этого опять же идет в некоторый запас.

[PPeterr]

Сообщение от Нитонисе Yf = 1.1 для железобетона и каменной кладки (табл.7.1 СП).

Да, действительно. Это я что-то невнимательно посмотрел.
Всё же, более старое "Пособие к СНиП 2.03.01-84" (расчёт жбк) на мой взгляд проще и легче в качестве методики. И хотя я понимаю, что грамотнее и правильнее ссылаться на последние нормативные документы (СП), в "Пособие к СНиП 2.03.01-84", где речь идёт о воздействиях и нагрузках, ссылка идёт на старый СНиП 2.01.07-85. Прикрепляю картинки пунктов из СНиП-а по нагрузкам и принимаю, что для железобетона и каменной кладки Yf=1.1, а для полезной нагрузки на перекрытии Yf=1.2.
Нагрузку от штукатурки и стяжки хочу исключить из дальнейшего расчёта, т.к. полагаю достаточным, что толщина стяжки (2 см) у мены включена в нагрузку от массы перекрытия, а нагрузку от штукатурки компенсирует то, что в стене будут проёмы.

Сообщение от Нитонисе Вы приняли сечение балки 400х400. Имейте ввиду, что расчетное сечение балки включает в себя и часть плиты, которая на нее опирается.

Да, это понимаю.
Посмотрите, можно ли теперь считать, что нагрузки для расчёта по 1 ГПС определены?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Прикрепляю картинки пунктов из СНиП-а по нагрузкам и принимаю, что для железобетона и каменной кладки Yf=1.1, а для полезной нагрузки на перекрытии Yf=1.2.

Ну эти пункты нисколько не отличаются от соответствующих требований СП.

Сообщение от PPeterr Нагрузку от штукатурки и стяжки хочу исключить из дальнейшего расчёта, т.к. полагаю достаточным, что толщина стяжки (2 см) у мены включена в нагрузку от массы перекрытия, а нагрузку от штукатурки компенсирует то, что в стене будут проёмы.

Я бы так делать не стал, но с вашей методикой вы получите схожие нагрузки, как если бы я считал со своей.

Сообщение от PPeterr Посмотрите, можно ли теперь считать, что нагрузки для расчёта по 1 ГПС определены?

Ну, если вы не забыли больше никаких нагрузок, то можно считать что все ОК. Разве что можно спомнить о конструкции пола. Ведь там не только стяжка будет наверное.

[PPeterr]

А теперь довольно важный момент - расчётная формула для определения величины момента. Как мне подсказали ранее, для ж/б балки, монолитно соединённой с колоннами, разумно принять что опорный и пролётный момент равны и определяются формулой: M = q*l^2/12
Эту формулу я не встретил в книжках (в частности, в книге Сетков В. И. "Строительные конструкции"), поэтому хотелось бы акцентировать здесь внимание (т.к. далее весть расчёт завязан с значением момента).
Указанная формула для определения момента в балке является наиболее верной с практической точки зрения для моей задачи?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr А теперь довольно важный момент - расчётная формула для определения величины момента. Как мне подсказали ранее, для ж/б балки, монолитно соединённой с колоннами, разумно принять что опорный и пролётный момент равны и определяются формулой: M = q*l^2/12

Подобные справочные данные встречаются довольно часто. Схема балки типовая. К вашему случаю вполне применима.

[IMG]http://s019.***********/i629/1203/95/64dd668013cf.jpg[/IMG]

[PPeterr]

Посчитал значение изгибающего момента. Понимаю, что знак там различный для опорного и пролётного момента (т.е. в одном случае сжаты нижние волокна, в другом верхние). Армирование предусматривается симметричное.
Не совсем уверен по поводу общей распределённой нагрузки q (в формуле изгибающего момента) - это сумма всех ранее принятых значений распределённых нагрузок (просто, в примерах, предлагаемых в "Пособие к СНиП 2.03.01-84" значение изгибающего момента не расписывается и приводится уже готовое в качестве исходных данных)?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Не совсем уверен по поводу общей распределённой нагрузки q

Все верно - нужно просуммировать нагрузки от всех конструкций.

[PPeterr]

Сейчас мне нужно принять характеристики бетона.
Кто-нибудь может подсказать, какой класс бетона по прочности реально можно приготовить вручную (используя гравитационный бетоносмеситель), применяя гравийно-песчаную смесь и портландцемент марки М500?

[Surely]

B20 можно в ручную. И если хотите посчитать балки возмите скачайте тут книги по железобетонным констркциям, например, Байков, Сигалов там есть и примеры и формулы и все остальное, и как распределять и почему так надо распределять арматуру.

[PPeterr]

Рискну всё же принять в расчёте бетон класса В20. Посчитал требуемую рабочую арматуру. Получилось, что надо ставить по 4 стержня диам. 16мм (снизу и сверху). Взгляните, не ошибся ли где, и оптимально ли принял 4 стержня.

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Взгляните, не ошибся ли где

Все вроде верно. При 4 диаметрах 16 несущая способность 95.39 кН*м. А при подобранной площади 662 мм2 несущая способность 80.04 кН*м.

[PPeterr]

Подскажите, есть ли смысл в данной балке использовать отгибы арматуры. Т.е. два стержня рабочей арматуры (кроме крайних), расположенные снизу в районе середины пролёта, на некотором расстоянии от середины балки (ближе к опоре) загибать и переводить их к верху балки, чтобы эти стержни участвовали в работе при действии приопорного момента?
Вообще, руководствуясь какими принципами принимают решения о приемлемости (требуемости) подобных отгибов рабочей арматуры?

[Нитонисе]

Сообщение от PPeterr Подскажите, есть ли смысл в данной балке использовать отгибы арматуры.

Нету смысла. Эти отгибы нужны для восприятия поперечных сил. У вас поперечная сила, судя по всему, воспринимается бетоном. Не надо усложнять.

[PPeterr]

Перехожу к поперечному армированию (хомутам). У меня вопрос по конструктивным требованиям установки хомутов. В одной из книг (автор Тихонов) представлена схема армирования сечения балок (прикрепил рисунок из книги). В общем, оттуда следует (как я понял), что при ширине балки более 350мм, в одном поперечном сечении балки уже нельзя обойтись одним хомутом и следует ставить два хомута, как показано на картинке. В конструктивных требованиях в "Пособие к СНиП 2.03.01-84" я такого не встретил. Поэтому вопрос - есть ли где-то в нормативной литературе упоминание о том, что при ширине балки более 350мм, следует в одном поперечном сечении устанавливать по два хомута, охватывающих крайние и средние стержни?

[PPeterr]

Так как никто не подсказал по вопросу сообщением выше, то предположу, что в упомянутой книжке просто даны рекомендации, не являющиеся обязательными к выполнению. Принимаю тогда, что для своей балки я могу все 8-мь рабочих стержней (4-ре вверху и 4-ре внизу) охватить одним общим хомутом. И таким образом, в продольном сечении у меня будет один хомут.
По Пособию к СНиП, после "Расчёта сечений, нормальных к продольной оси элемента" (представлен выше), следующим пунктом идёт "Расчёт элементов на действие поперечной силы по наклонной сжатой полосе" (прикрепил) - в результате расчёта по этому пункту я получаю, что прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Далее перехожу к следующему пункту: "Расчёт наклонных сечений на действие поперечной силы по наклонной трещине (элемент постоянной высоты, армированный хомутами без отгибов)" - прикрепил к сообщению. В результате этого расчёта выяснилось,что установка поперечной арматуры (хомуты) по расчёту не требуется. Необходимо провести расчёт балки как элемента без поперечной арматуры.
Перехожу к пункту Пособия "Элемент без поперечной арматуры". В результате расчёта по этому разделу выяснилось, что прочность балки по поперечной силе обеспечена. Значит, расчётная установка хомутов не требуется.
Перехожу к разделу "Расчёт наклонных сечений на действие изгибающего момента". В результате расчёта по этому разделу получаю, что выполняются условия, при которых расчёт наклонных сечений на действие изгибающего момента не требуется.

Остальные случаи расчёта поперечной арматуры, представленные в Пособии (напр. "Расчёт наклонных сечений в подрезах") в моей задаче не имеют места.
Таким образом, подводя итог расчётов поперечной арматуры, я делаю вывод, что установка хомутов требуется конструктивная. В "Пособие к СНиП" даётся максимальный шаг установки хомутов по конструктивным требованиям как s=3/4*h=300мм. В "Пособие к СП" говорится о том, что максимальный шаг установки хомутов по конструктивным требованиям равен: s=0.75*h0=270мм. Принимаю наиболее требовательные условия - т.е. по Пособию к СП, шаг установки хомутов равен 270мм.

Остаётся один вопрос - в Пособии к СНиП, в пункте 3.46 говорится о том, что рабочие стержни (кроме крайних, находящихся у загибов хомутов) можно обрывать в теле балки, в случае если в данном сечении по расчёту для компенсации изгибающего момента рабочая арматура уже не требуется. Дайте пожалуйста совет - в моём случае стОит ли предусмотреть обрыв некоторых стержней рабочей арматуры согласно этого пункта Пособия к СНиП?
Если кому не трудно - проверьте пожалуйста прикреплённые расчёты по поперечному армированию балки.

[PPeterr]

Так как не дождался совета по поводу обрыва рабочих стержней согласно п. 3.46 Пособия к СНиП, решил провести этот расчёт. Рассматривал два варианта эпюры изгибающего момента. Первый вариант - по формуле из литературы, когда принято, что максимальный момент находится на опорном участке и равен M = q*l^2/12. Для этого случая я рассчитал обрыв стержней арматуры, воспринимающих опорный момент. Второй вариант эпюры моментов - для случая, если максимальный момент равен M = q*l^2/12 и находится в пролётном участке (это возможно в связи с тем, что узел крепления балки не является абсолютно жёстким) и для этого варианта эпюры моментов рассчитал обрыв стержней, воспринимающих пролётный момент.
В результате расчётов получилось, что из 4-ёх стержней, воспринимающих опорный момент, два стержня (средние) следует оборвать на расстоянии 710мм от колонны (с одной и с другой стороны балки). А из 4-ёх стержней, воспринимающих пролётный момент, один стержень следует оборвать на расстоянии 820мм от середины балки (в обе стороны) а второй стержень на расстоянии 1570мм. При этом стержни, находящиеся в местах загиба хомутов обрывать нельзя, согласно конструктивных требований.
Выскажите мнение.

[PPeterr]

Далее приступаю к расчётам по второй группе предельных состояний.
Задаю прочность бетона для 2 ГПС, также принимаю нагрузки с коэф. запаса равным 1. Вычисляю полную несущую способность для принятого армирования - т.е. для 4-ёх стержней диам 16мм. Как и указал выше Нитонисе, предельный момент по прочности равен 95.39 кН*м.
Провожу расчёт по раскрытию трещин нормальных к продольной оси элемента. В результате получаю, что ширина раскрытия трещин составляет 0.304 мм - что болше допустимого значения в 0.3мм. Согласно рекомендациям Пособия к СНиП, провожу корректировку ширины трещины по п. 4.8. В конечном итоге, величина раскрытия трещины составила 0.284мм, что менее предельно допустимой. Т.е. условие выполняется.
Приступаю к расчёту трещин наклонных к продольной оси элемента. Согласно расчёта, в моём случае выполняется условие, когда наклонные трещины в элементе вообще не образуются. Следовательно, величину раскрытия наклонных трещин вычислять не надо.
Приступаю к расчёту по деформациям. Вычисляю значение кривизны. Т.к. в моём случае балка с защемлёнными опорами, пользуюсь формулой (313) для вычисления прогиба. Т.к. в расчёте принято, что опорные и пролётный момент равны, то и значение кривизны одинаковое. В результате прогиб в пролёте балки составил 25.2мм, что меньше предельно допустимого - 28мм.
Таким образом расчёт балки выполнен.

Понимаю, что проверять мои расчёты довольно муторно и вряд ли этим кто-то займётся.
Но вы тогда уж пожалуйста проверьте - по всем ли необходимым пунктам Пособия к СНиП я провёл расчёт - не пропустил ли какого-то пункта?
Прикрепляю весь расчёт в формате pdf.