Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

МИНОБРНАУКИ РОССИИ

ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

«САНКТ-ПЕТЕРБУРГСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»

Институт повышения квалификации и профессиональной переподготовки специалистов по специальности «Промышленное и гражданское строительство»

Курсовая работа

По дисциплине: Железобетонные конструкции в строительстве

На тему: «Проектирование 4-х этажного промышленного здания из сборных железобетонных конструкций»

Выполнил: Студенюк Мария Дмитриевна,

Группа: ПГС-44

Преподаватель: к.т.н., доцент Панин А.Н.

Санкт-Петербург 2022

Вступ

Таблица 1 Исходные данные к заданию

Длина - L, м; ширина - В, м; высота этажей здания - hэт, м

Таблица 2 Исходные данные к заданию.

Временная нормативная нагрузка и расчетное сопротивление грунта основания

1. Примеры расчета железобетонных конструкций

Задание на проектирование

Номер варианта (шифр)
Длина здания (в свету)	L = 37,1 м
Ширина здания (в свету)	В = 24,6 м
Толщина кирпичных стен	510 мм
Высота этажа между отметками чистого пола	hэт = 4,0 м
Временная нормативная нагрузка на перекрытие	vn = 8,0 кН/м2
Расчетное сопротивление грунта основания	R = 0,25 МПа

Cоставление разбивочной схемы

В соответствии с заданием требуется запроектировать четырехэтажное здание промышленного типа с неполным каркасом с размерами в свету L = 34,2 м, В =24,6 м. Конструкции междуэтажных железобетонных перекрытий опираются на наружные кирпичные стены и внутренние железобетонные колонны, конструкции покрытия только на наружные стены. В качестве несущих элементов покрытия используются сборные железобетонные фермы или балки. Колонны доводятся только до междуэтажного перекрытия четвертого этажа.

При рекомендуемой длине панелей от 5,0 до 7,0 м и поперечном расположении ригелей на заданной длине здания L = 37,1 м могут разместиться 6 панелей (см. Приложение 5). Номинальная длина панелей с учетом заделки панелей крайних пролетов в стены на глубину 120 мм составит

lн = (L+120x2)/6 = (37100+240)/6 = 6223 мм.

При рекомендуемых пролетах ригеля от 5,0 до 7,0 м на заданной ширине здания В = 24,6 м принимаем 4 пролета. При ширине панели от 1,2 до 1,5 м принимаем в средних пролетах ригеля по 5 панелей, в крайних пролетах по 4,5 панели (см. Приложение 5).

Ширина панелей

bn = B/(4,5+5,0+5,0+4,5) = 24600/19 = 1294 мм

С учетом допусков на изготовление до 5 мм на 1 м размера конструкции не более 20 30 мм на весь размер элемента и для образования швов замоноличивания между панелями, принимаем конструктивные размеры панелей 6200 1280 мм.

Расчет рядовой плиты П-1

Расчет полки плиты. Полка плит марок П представляет собой четыре прямоугольные ячейки в плане со сложным характером опирания сторон. С целью упрощения расчета каждую из ячеек полки в статическом отношении условно рассматриваем как плиту, опертую по контуру, с частичным защемлением в продольных и поперечных ребрах. За расчетный пролет полки в обоих направлениях принимаем величину (см. Приложение 5)

l0 = l1 l2 = bf№ - 2b1 = 1280 - (2 90) = 1100 мм.

Нагрузка на полосу плиты с условной шириной 1,0 м при толщине плиты 50 мм, кН/м

Нормативная Постоянная: От веса пола из цементной стяжки толщиной 20 мм с плотностью 20 кН/м3 20 0,02 = 0,40 От веса полки плиты 25 0,05 = 1,25 Всего постоянная нагрузка: gn = 0,4 + 1,25 = 1,65 Временная нагрузка: n = 8,0 Итого полная нагрузка: qn = 1,65 + 8,0 = 9,65	Расчетная 0,40 1,2 = 0,48 1,25 1,1 = 1,375 g = 0,48 + 1,375 = 1,855 = 8,0 1,2 = 9,6 q = 1,855 + 9,6 = 11,455

С целью упрощения расчета допускается, что в полке плиты M = М1 = М2 = - МI = - МI = - МII = - МII. Изгибающий момент на 1 м ширины полки плиты

М = 1 (1,855 + 9,6) 1,12 48 = 0,288 кНм = 0,288 10 3 Нм.

Панель проектируем из бетона класса В15 с характеристиками: Rb = 0,98,5 = 7,65 МПа, Rbt = 0,90,75 = 0,675 МПа, Rb,sеr = 11,0 МПа, Rbt,sеr = 1,15 МПа с учетом тепловой обработки бетона.

В качестве рабочей арматуры используем сварные или вязаные сетки из проволоки класса В500 с расчетным сопротивлением Rs = 415 МПа.

Площадь сечения арматуры на 1 м ширины плиты при:

бm = M/Rbbh02 = 288000/(7,65x1000х352) = 0,031 < бR = 0,376

= 20,64 мм2

Принимаем рулонную сетку С-3 марки с рабочей продольной и поперечной арматурой площадью Аsф = 49,5 мм2 (см. Приложение 3).

Расчет продольных ребер. Определение нагрузок и усилий. Полная нагрузка определяется на два продольных ребра, кН/м

Таблица 1

Нормативная Постоянная: От веса пола 0,400 1,294 = 0,517	Расчетная 0,517 1,2 = 0,620
От веса плиты 1,250 1,294 = 1,617	1,617 1,1 = 1,78
От веса поперечных ребер 5 0,5 (0,085 + 0,06) (0,20 - 0,05) 1,1 25 6,2 = 0,151	0,151 1,1 = 0,166
От веса продольных ребер 2 0,08 (0,4 - 0,05) 25 = 1,4	1,4 1,1 = 1,54
Всего постоянная нагрузка: gn = 3,685	g = 4,106
Временная нагрузка: n = 8,0 1,294 = 10,352	= 10,352 1,2 = 12,422
Итого полная нагрузка qn = 3,685 + 10,352 = 14,037	q = 4,106 + 12,422 = 16,528

За расчетную схему продольных ребер плиты принимаем однопролетную балку со свободным опиранием ее концов на ригели. Расчетный пролет определяется как расстояние между серединами площадок опирания ребер панели на ригели

l0 = 6200 - 20,5125 = 6075 мм = 6,075 м.

Усилия в двух продольных ребрах от расчетных нагрузок:

М =( (g + v) l02)/8 = (16,528 х 6,0752)/8 = 76,247 кНм

Q = ( (g + v) l0)/2 = (16,528 х 6,075)/2 = 50,20 кН.

Расчетное поперечное сечение двух продольных ребер - тавровое с полкой в сжатой зоне. Ширина полки, вводимая в расчет, при наличии поперечных ребер bf№ 1280 мм (см. Приложение 5).

Расчетная высота сечения h0 = h - a = 40 - 3,5 = 36,5 см.

При ширине продольных ребер по верху 90 мм и по низу 70 мм суммарная толщина двух ребер в уровне центра тяжести арматуры без учета швов замоноличивания будет 160 мм.

Расчет прочности нормальных сечений. Работу бетона в швах замоноличивания в запас прочности условно не учитываем, предполагая, что при неблагоприятных условиях надежная совместная работа бетона замоноличивания с продольными ребрами за счет их сцепления может быть не обеспечена. Тогда расчетная ширина полки

bf 1 = 1280 - 20 = 1260 мм.

Расчет производим в предположении, что сжатая арматура по расчету не требуется, т.е., = 0. При

Rb bf № hf № (h0 - 0,5hf №) = 7,65126050(365 - 0,550) = 163,863106 Нмм > М = 76,247 кНм.

Следовательно, нейтральная ось проходит в пределах полки (x < hf№) и элемент рассчитывается как прямоугольный с шириной bf№ = 1260 мм.

Необходимая площадь нижней продольной рабочей арматуры ребер класса А400 с расчетным сопротивлением Rs = 355 МПа при

бm = (76,247 x 106) / (7,65 x 1260 x 3652) = 0,13 < бR = 0,39

= = 1387 мм

Принимаем стержневую арматуру 716 A400 с As = 1407 мм2 = 14,07 см2 (см. Приложение 3). Монтажную арматуру в каркасах продольных ребер принимаем класса А240 диаметром 8 мм.

Расчет прочности наклонных сечений продольных ребер. При Qmin = Q = 50,20 кН > 0,5Rbtbh0 = 0,5 0,675 103 0,16 0,365 = 19,71 кН, поперечная арматура в каркасах продольных ребер должна ставиться по расчету.

При продольной арматуре 16 мм поперечную арматуру в каркасах принимаем диаметром 8 мм класса А240 с Rsw = 170 МПа. Площадь одного поперечного стержня Asw = 50,3 мм2. В двух плоских каркасах Asw = 2 50,3 = 100,6 мм2. Шаг поперечных стержней s при высоте продольных ребер h = 40 см не должен превышать:

s ? smax = (Rbtbh02)/Q = (0,675 x 103 x 0,16 x 0,3652)/50,20 = 0,286 м

s h / 2 = 400 / 2 = 200 мм;

Принимаем шаг s =200 мм.

При qsw = (RswAsw) / s = (170 х 103 х 0,0001006) / 0,2 = 85,5 кН/м ?

принимаем длину проекции наклонной трещины

c0 = c = 2 h0 = 2 365 = 730 мм.

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном

где цf - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок



Поперечное усилие, воспринимаемое поперечной арматурой

Qsw = qsw c0 = 85,5 730 = 62 415 Н.

Qb + Qsw = 47028 + 62415 = 109443 Н > Q = 61 232 Н.

Прочность наклонных сечений продольных ребер плиты обеспечена.

2. Расчет разрезного ригеля среднего пролета

Принимаем сборный ригель прямоугольного сечения с размерами 300 600 мм (см. Приложение 5). Расчетная схема разрезного ригеля - однопролетная балка с шарнирным опиранием концов. Расчетный пролет ригеля составляет

l0 = 5 1294 - 2 0,5 400 - 2 60 - 2 100 = 5750 мм.

Определим нагрузки (погонные) на ригель в табличном виде

Таблица 2

Нормативные (кН/м)	Расчетные (кН/м)
Постоянные:
от веса пола и панелей (gnn x ln)/bn = (3,685x 6,223) / 1,294 = 17,72	(gnn x ln)/bn = (4,106 x 6,223) / 1,294 = 19,74
От веса ригеля 25 0,3 0,6 = 4,5	4,5 1,1 = 4,95
Итого постоянная: gn = 22,22	g = 24,69
Временная (по заданию): vn = 8 6,223 = 49,78	v = 49,78 1,2 = 59,73
Полная нагрузка на ригель: qn = 72,0	q = 84,42

Изгибающий момент от расчетных нагрузок

M = ((g + v)l02) / 8 = (84,42 x 5,752) / 8 = 348,89 кНм

Поперечная сила от расчетных нагрузок

Q = ((g + v)l0) / 2 = (84,42 x 5,750) / 2 = 242,7 кН

Расчет ригеля по нормальным сечениям. Выбираем для изготовления ригеля бетон класса В20. Основные характеристики бетона: Rb = 0,9 11,5 = 10,35 МПа; Rbt = 0,9 0,9 = 0,81 МПа.

Продольная арматура ригеля класса A500 c Rs = 435 МПа. Рабочую арматуру располагаем в нижней зоне в трех плоских каркасах.

Поперечную арматуру (хомуты) принимаем из арматуры класса А400 с Rsw = 285 МПа.

Расчетная высота ригеля составляет:

h0 = h - а = 600 - 55 = 545 мм.

Производим расчет прочности ригеля по нормальному сечению

бm = M / Rbbh02 = 348,89 / 10,35 x 103 x 0,3 x 0,545 = 0,206

По таблице Приложения 2 определяем = 0,23.

R = 0,8 / (1 + Rs/600) = 0,8 / (1 + 435/600) = 0,463

= 0,23 < R = 0,463.

Тогда площадь рабочей продольной арматуры

As = ( Rb bh0) / Rs = (0,23 x 10,35 x 300 x 545) / 435 = 894,73 мм2

По сортаменту арматуры (см. Приложение 3) принимаем нижнюю продольную рабочую арматуру 514. В верхней зоне ригеля принимаем 312.

Расчет ригеля по наклонным сечениям. Принимаем в каркасах ригеля поперечную арматуру 38 класса А400. Площадь арматуры Asw = 3 50,3 151 мм2.

Максимально допустимый шаг поперечных стержней у опор

1) s ? smax = (Rbtbh02) / Qmax = (0,81 х 103 х 0,3 х 0,5452) / 242,7 = 0,297 м

2) при h = 600 мм, s = h / 3 = 600 / 3 = 200 мм < 300 мм.

Принимаем окончательно минимальное значение шага поперечных стержней s = 200 мм.

Проверка прочности:

Длину проекции наклонной трещины c0 принимаем равной c и не более 2h0 = 2 0,545 = 1,09 м; с = с0 = 1090 мм.

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном

Qb = (цb2 (1 + цf) Rbtbh02) / c0 = (2 x (1 + 0) х 0,81 х 300 х 5452) / 1090 = 132435 Н

Поперечное усилие, воспринимаемое поперечной арматурой

Qsw = qsw c0 = 215,2 1090 = 234568 Н.

Qb + Qsw = 132435 + 234568 = 367003 Н = 367,0 кН > Q = 242,7 кН.

Прочность наклонных сечений ригеля по поперечной силе обеспечена.

3. Расчет колонны первого этажа

Производим расчет наиболее нагруженной колонны среднего ряда на уровне первого этажа.

Принимаем расчетную схему колонны в виде условно центрально нагруженной стойки. Ее расчетная длина с шарнирным опиранием на одном конце и с податливой заделкой на другом конце составит

l0 = 0,9 l = 0,9 (hэт + 0,7 - hn - 0,5 hp) =

0,9 (4,0 + 0,7 - 0,4 - 0,5 0,6) = 3,6 м.

Принимаем предварительно колонну сечением 40 40 см, а = а' = 4 см из бетона класса B20 с b2 = 0,9; Rb = 0,9 11,5 = 10,35 МПа; Rbt = 0,9 0,9 = 0,81 МПа; Еb = 27,5 103 МПа.

Рабочая продольная арматура колонн класса A400 с Rs = Rsc = 355 МПа; Еs = 20 104 МПа.

Расчетная нагрузка на колонну в уровне обреза фундамента

Gc = bс hc [hэт (nэт -1) + 0,7] гf =

25 0,4 0,4 (4,0 3 + 0,7) 1,1 = 55,88 кН.

N = (g + ) lср (nэт - 1) + Gc =

(19,74 + 4,95 + 59,73) 6,47 3 + 55,88 = 1694,47 кН.

Необходимая площадь рабочей продольной арматуры в колонне

As,tot =	(N/ц) - RbA	=	(1694,47 / 0,905) - 10,35 x 103 x 0,4 x 0,4
	Rsc		355 x 103

= 0,6 х 10-4 м2 = 0,6 см2

где ц коэффициент продольного изгиба, принимаемый в зависимости от гибкости элемента л = l0 / hc = 3600 / 400 = 9,0 (принимаем ц = 0,905, см. Приложение 4).

По конструктивным требованиям As = 0,01 40 40 = 16,0 см2.

Принимаем 4 25 А400 c As = 19,63 см2 (см. Приложение 3).

Поперечные стержни принимаем диаметром 8 мм класса А400 с шагом не более sw ? 20 25 = 500 мм. Принимаем шаг 400 мм (см. Приложение 5).

Расчет консоли колонны. Принимаем ширину консоли равной ширине колонны b = 400 мм. Бетон консоли колонны класса B20. Арматура консоли класса A400 и A240. Нагрузкой на консоли колонн считаем опорные реакции ригеля (принимаем ее наибольшее значение Q = 242,7 кН).

Необходимую длину площадки опирания ригеля на консоль колонны определяем из условия обеспечения прочности ригеля на местное сжатие при классе бетона ригеля В20 (основные характеристики бетона: Rb = 0,9 11,5 = 10,35 МПа; Rbt = 0,9 0,9 = 0,81 МПа).

При ширине ригеля bp = 30 см

lsup,f = Q/Rbbt = (242,7 х 103) / 10,35 х 300 = 78,16 мм

L = lsup,f + 60 = 78,16 + 60 = 138,16 мм

Принимаем вынос консоли L = 200 мм.

Фактическая длина площадки опирания ригеля на консоли

lsup,f = 200 - 60 = 140 мм.

Напряжение местного сжатия (смятия) в бетоне ригеля и консоли колонны под концом ригеля

уb = Q / lsup,fbp = (242,7 х 10-3) / (0,14 х 0,3) = 5,77 Мпа ? Rb = 10,35 Мпа

Прочность бетона ригеля и консоли колонны на местное сжатие (смятие) обеспечена.

Назначаем расчетную высоту консоли из условия обеспечения прочности по наклонному сечению Q 3,5 Rbt b h0;

h0 ? Q / 3,5Rbtb = 242,7 / (3,5 х 0,81 х 0,4) = 0,214 м

Полная высота консоли

h = h0 + a = 214 + 35 = 249 мм.

Принимаем высоту консоли h = 400 мм.

Высота у свободного края

hкр = h - L tg 45° = 400 - 200 1 = 200 мм > h / 3 = 400 / 3 133 мм;

h0 = 400 - 35 = 365 мм.

Изгибающий момент у грани колонны:

M = Q с = 242,7 103 153 = 37133 103 Нмм = 37,13 кНм,

где

Площадь сечения продольной рабочей арматуры консоли

As = M / ?h0Rs = 37,13 / (0,88 х 0,365 х 355 х 103) = 0,000325 м2 = 3,25 см2

Принимаем продольную рабочую арматуру консоли 216 A400 с A s = 4,02 см2. разрезной ригель колонна фундамент

При высоте консоли h = 400 мм 2,5с = 2,5 153 = 383 мм консоль армируем отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами. Принимаем отогнутые стержни 214 A400 с A s = 3,08 см2. Хомуты принимаем двухветвевыми из арматуры класса А240 диаметром 6 мм. Шаг хомутов - не более 150 мм и не более 0,25h = 0,25400 = 100 мм. Принимаем шаг хомутов 100 мм (см. Приложение 5).

4. Расчет фундамента под сборную колонну

Определение площади подошвы фундамента. Проектируем под сборную колонну сборный фундамент стаканного типа из бетона класса B15 с характеристиками: Rb = 0,9 8,5 = 7,65 МПа, Rbt = 0,9 0,75 = 0,675 МПа.

Арматуру подошвы фундамента класса A400 с Rs = 355 МПа принимаем в виде сварной сетки. Расчетная нагрузка на фундамент от колонны при расчете по первой группе предельных состояний NI = N = 1694,47 кН.

При расчете во второй группе предельных состояний:

NII = NI / гf = 1694,47 / 1,17 = 1448,26 кН

Необходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном сопротивлении грунта в основании (по заданию) R = 0,25 Мпа = 250 кН/м2, отметке подошвы (заложении) фундамента H = 1,5 м и усредненного объемного веса фундамента и грунта на его уступах m = 20 103 кН/м 3.

A = NII / R - mH = 1448,26 / 0,25 x 1000 - 20 x 1,5 = 6,58 м2

Расчетные размеры сторон квадратного в плане фундамента

a = b = 6,58 2,56 м.

Принимаем фактические размеры фундамента a = b = 2,7 м.

Фактическое реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок, если принять его по подошве равномерно распределенным, составит:

Рф = NI / аb = 1694,47 / 2,7 х 2,7 = 232,43 кН/м2 ? 250 кН/м2

Принятые размеры подошвы фундамента удовлетворяют условию прочности грунта.

Определение высоты фундамента и его ступеней. Расчетную высоту сечения фундамента определяем из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной с размерами 4040 см, которое происходит по поверхности усеченной пирамиды, боковые стороны которой наклонены к горизонту под углом 45°

 = 0,73 м.

Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона 35 мм при наличии бетонной подготовки в основании и предполагаемом диаметре стержней арматуры по подошве 16 мм

h h0 + 35 + 1,5 d = 730 + 35 + 1,5 16 = 789 мм.

Необходимая высота фундамента из условия обеспечения анкеровки арматуры колонны в стакане фундамента при диаметре стержней 25 мм

h 20 d + 250 мм = 20 25 + 250 = 750 мм;

h hc + 250 мм = 400 + 250 = 650 мм.

Принимаем двухступенчатый фундамент h = 800 мм с высотой ступеней по 400 мм (см. Приложение 5). Расчетная высота фундамента h0 = h - 50 мм = 800 - 50 = 750 мм, расчетная высота нижней ступени h0,н = 400 - 50 = 350 мм.

Проверка прочности нижней ступени против продавливания. Расчет прочности против продавливания производится в общем случае для фундамента в целом и для всех его ступеней. Выполним расчет прочности против продавливания только для нижней ступени фундамента. Условие прочности на продавливание определяется формулой

Fn Rbt Um h0.

Продавливающая сила при площади нижнего основания пирамиды продавливания

Aн. ocн = (1,4 + 0,35 2)2 = 4,41 м2.

Fn = N - pф Aн. ocн = 1694,47 - 232,43 4,41 = 669,46 кН.

Средний периметр пирамиды продавливания нижней ступени (см. Приложение 5)

Umn = 4 1,40 + (1,40 + 0,35 2) 0,5 = 7,0 м.

При Rbt Umn h0,н = 1,0 0,675 103 7,0 0,35 = 1653,8 кН > Fn = 669,46 кН.

Прочность нижней ступени против продавливания обеспечена.

Изгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях фундамента по граням колонны и уступов:

M1 = 0,125 pф (a - hc) 2 b = 0,125 232,43 (2,7 - 0,4) 2 2,7 = 414,97 кНм.

M2 = 0,125 pф (a - a1) 2 b = 0,125 232,43 (2,7 - 1,4) 2 2,7 = 132,57 кНм.

Необходимая площадь продольной арматуры класса A400 по подошве фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по формулам

As1 = M1 / Rs0,9h01 =( 414,97 х 106 ) / ( 355 х 0,9 х 750) = 1731,74 мм2

As1 = M1 / Rs0,9h01 =( 132,57 х 106 ) / ( 355 х 0,9 х 350) = 1185,51 мм2

Принимаем по подошве сварную сетку С-3 из стержней диаметром 14 мм с шагом 200 мм в обоих направлениях марки

12А400 - 200
12А400 - 200

с площадью сечения арматуры

As = 12 153,9 = 1846,8 мм 2,

где 12 - количество принятых арматурных стержней при ширине подошвы 2,7 м.

Рекомендуемая литература

1. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. - М.: Стройиздат, 1986, С. 24 с.

2. СП 63.13330.2012. Свод правил. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003. М.: Минрегион России, 2012, 147 с.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003) / ЦНИИПРОМЗДАНИЙ, НИИЖБ М.: Стройиздат, 2005, 210 с.

4. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. М.: Стройиздат, 1975, 192 с.

5. Байков И. Н. Железобетонные конструкции / И.Н. Байков, Э.Е. Сигалов; Стройиздат М.: 1985, 783 с.

6. Елисеев В.И. Железобетонные конструкции. Учебное пособие к курсовому проекту № 1 / Елисеев В.И. и др.; СПбГАСУ. СПб.: 1992. 80 с.

7. Веселов А.А. Железобетонные конструкции. Учебное пособие к курсовому проекту № 1 / А.А. Веселов, А.В. Сконников, В.И. Жуков; СПбГАСУ. СПб.:, 2007. 131 с.

8. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М., 1988. 34 с.

Приложения

Приложение 1

Класс арматуры	Предельные значения коэффициентов
	оR	R
В500 (Вр-1)	0,502	0,376
А400 (А-III)	0,53	0,39
А500 (А-III)	0,493	0,372

Приложение 2

Приложение 3

Сортамент стержневой и проволочной арматуры

Приложение 4

Коэффициент продольного изгиба ц

l0 / h	6	8	10	12	14	16	18	20
Коэффициент ц	0,92	0,91	0,90	0,89	0,86	0,82	0,77	0,71

Приложение 5

Графическая часть



Размещено на Allbest.ru