Проектирование многоэтажного здания
Проектирование многоэтажного здания
1. Расчет многопустотной
плиты перекрытия.
Составим расчетную схему
плиты перекрытия:
ℓ=
4000мм ℓ – расстояние между осями колонн
ℓк = 4000-2×15=3970мм ℓК–
конструктивная длина элемента
ℓр = 3970-120=3850мм ℓр–
расчетная размер элемента
1.1 Сбор нагрузок на панель
перекрытия.
Вид нагрузки
|
Нормативная кН\м2
|
Коэффициент запаса прочности γf
|
Расчетная кН/м2
|
Постоянная нагрузка:
- вес ЖБК
- пол деревянный
- утеплитель
- звукоизоляция
Временная нагрузка:
-кратковременная
- длительная
S
|
2.75
0.16
1.04
0.3
1.5
11.5
17.25
|
1.1
1.1
1.2
1.2
1.2
1.3
|
3.025
1.176
1.248
0.36
0.36
1.95
21.709
|
1.2 Определение нагрузок и
усилий.
1.2.1 Определение нагрузок,
действующих на 1 погонный метр.
Полная нормативная нагрузка:
qн=17.25´ 1.6=27.6 кН/м2
Расчетная нагрузка:
Q=21.709´1.6=34.734
кН/м2
1.2.2. Определение усилий.
М=q´ℓ2P´γn 34.734×3.852×0.95
8
= 8 = 61137 Н/м
коэффициент запаса прочности γn=0.95
Мн= q×ℓ2P×γn 27.6×3.852×0.95
8
= 8 = 48580 Н/м
Qн= q×ℓP×γn =
27.6×3.85×0.95
2 2 = 50473 Н/м
Q= q×ℓP×γn =
34.734×3.85×0.95 = 63519 Н/м
2
2
1.3 Определим размеры поперечного
сечения панелей перекрытий:
панели рассчитываем как балку
прямоугольного сечения с заданными размерами b´h=1600´220, проектируем панель восьми пустотную при расчете
поперечного сечения пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавру, для
этого заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и
моментом инерции точек
h1=0.9d =14.3мм
hn = hn'=h-h1/2=22-14.3/2=3.85мм(высота полки)
bn¢=1600-2´15=1570
b = bn¢- n´h1= 1570-7´14.3=149.6мм
h0 = h ─ а = 22 - 3 = 19см
Бетон В30: коэффициент по классу бетона Rв=17.0мПа (значение взято из
СНиПа);
М[RвYnВnhn(h020.5hn)=17.030.95315733.85 (1920.533.8) = 16692
М = 61137
61137< 166927
1 .4 Расчет плиты по
нормальному сечению к продольной оси элемента:
Для определения нижней границы сжимаемой толщи бетона. Находим
коэффициент:
aм =
м = 61137 = 0.11
Rв´в¢n´h02´gВ 17.0´157´192´0.9
Х
– высота сжатой зоны бетона
Х
= ξ × h0
ξ–
коэффициент берется по таблице
ξS = 0.945
ξ
= 0.104
Х
= 0.104× 19 = 2.66
Х =
2.66 < 3.85
Так как нижняя граница в сжимаемой толще бетона проходит
в полке, то двутавр рассматриваем как прямоугольную.
Определяем площадь рабочей продольной арматуры по
формуле
RS = 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали
класса А-III )
АS = М =
61137 = 9.45 см2
RS ´ ξS × h0 360 × 0.945
× 19
Возьмем 4 стержня арматуры диаметром 18мм, класса А-III
1.5 Расчет плиты по наклонному сечению продольной оси
элемента
Проверяем прочность по наклонной сжатой зоны бетона,
по условию :
Q £ 0.3 ´ gwe ´ gbe ´ gb ´ b ´ h0, где
gwe=1- для тяжелого бетона;
b =0.01- для тяжелых бетонов.
gbe=1-b ´ g b ´ Rb = 1– 0.01× 0.9
× 17.0 = 1.51
45849 ≤ 0.3×1×
1.51×0.9×21.2×1900×17.0 = 118518
50473 ≤ 118518— условие прочности выполняется,
прочность бетона обеспечена.
По она по расчету не требуется.
ℓ1=h/2 - шаг поперечной арматуры
ℓ1= 220/2 = 110 мм
принимаем ℓ1=100мм
ℓ2=1/4´ℓ , в остальных
принимаем шаг 500мм.
Этот шаг устанавливается на механизм
поперечной действующей силы на опорах.
перечную арматуру усматриваем из конструктивных
соображений, так как
=1/4 - эту арматуру принимаем
класса АI (гладкую) с диаметром d=6мм.
Прочность элемента по наклонному
сечению на действие поперечной силы обеспечиваем условием:
Q £ QВ+QSW
Q- поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой;
QSW - сумма осевых усилий в поперечных
стержнях, пересекаемых наклонным сечением;
Q - поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции
и нагрузки;
QB=МB/с
gb2=2; g1=0.4
Rbt - расчет напряжения на растяжение
Rbt=1.2 мПа для бетона класса В30:
МB=gb2´(1+gf ) ´ Rbt ´ b ´ h20= 2 ×
(1+0.4)×1.2×21.2×192 =25714
С=√МВ = √
25714 = 2.7
q 34.73
QB = 25714/2.7 = 95237
RSW = 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение
QSW= qSW ×
C0
qSW= RSW×ASW
S
RSW — расчетное сопротивление стали на
растяжение
АSW —
площадь хомутов в одной плоскости
S — шаг поперечных стержней
qSW = 360 × 0.85 ×(100) = 30600 Н/м
0.1
С0=√ MB = √ 61137 = 1.41
м
qSW 30600
QSW = qSW×C0 = 30600 × 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента
по наклонному сечению выполняется.
Q ≤ QB+QSW
63519 ≤ 95237 + 43146
63519 ≤ 138383 — условие
прочности выполняется, сечение подобрано правильно
1.6 Расчет панели перекрытия по прогибам
Прогиб в элементе должен
удовлетворять условию:
ƒmax=[ƒ]
ƒ – предельно допустимый прогиб
ƒ = 2 (для 4 метров )
1 кривизна панели в
середине пролета
γС
1 = 1 МДЛ
– R2ДЛ × h2 ×
b ×1.8
γС Еа × АС × h20
× R1ДЛ
Еа — модуль упругости
стали (Еа=2.1×105мПа)
АS=9.45см2
МДЛ = q × ℓ2 ×
γn = 6.11 × 3.852×0.95
= 10754Нм
8 8
Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке
150×150
Для определения RДЛ найдем коэффициент армирования:
γ = (b΄n–b)hn
= ( 157–14.69)× 3.8 = 1.96
b×h0 14.69 × 19
Еb— модуль тяжести бетона, равный 30000
μ×α = AS×Eа = 9.45× 2.1 ×
105 = 2.37
b×h0×Eb
14.69×19×30000
R1ДЛ=0.34; R2ДЛ=0.28
1 1
10754–0.28×222×14.69×1.8 = 2.9 × 10–5
см–1
γС
= 2.1×105×9.45×192
× 0.34
ƒmax= 5 × ℓ2P
= 5 × 3.85 × 2.9 × 10–5= 1.16см
48 γC 48
ƒmax ≤ 3 – условие прочности
выполняется
2.Расчет
монолитной центрально нагруженной.
2.1.Сбор нагрузок на колонны.
Колонны предназначены для поддержания
железобетонного перекрытия. Будучи жестко связанными с главными балками, они
фактически представляют собой стойки рамной конструкции. Поэтому в них в общем
случае возникают сжимающие усилия, изгибающие моменты и поперечные силы.
Грузовая
площадь
ℓ01= 0.7 ×
H=0.7× (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа
где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий
коэффициент;
Задаем сечение (колонну) равную
h × b=35
× 35
hK × bK=35 ×
35см=0.35 × 0.35м
ℓ = 4м; b = 6м; АГР = 4×6 =24м2
hР = b × 0.1 = 4×0.1=0.4м — высота ригеля;
bР = 0.4× hР=0.4×0.4
= 0.16м — ширина ригеля;
mP= hP × bР×р = 0.4×0.16×2500= 160
кг — масса на один погонный метр;
М = 160/6= 60кг — на один
квадратный метр;
Вид нагрузки
|
Нормативная нагрузка, qН кН/м
|
Коэффициент запаса прочности γf
|
Расчетная нагрузка
q, кН/м2
|
I.
Нагрузка от покрытия:
1.Постоянная:
- рулонный ковер из трех слоев рубероида
- цементная стяжка
- утеплитель
- паризол
- панель ЖБ
перекрытия
- ригель
Σ
2.Временная:
– кратковременная
– длительная
Полная
нагрузка от покрытия
II.Нагрузка
от перекрытия
1.Постоянная:
-собственный вес ЖБ
конструкций 25кН/м3×0.11м
– пол деревянный
0.02×8
– утеплитель
0.06×5
– ригель
–звукоизоляция 0.06×5
Σ
2.Временная:
–
длительнодействующая
– в том
числе кратковременно действующая
Σ
Всего перекрытия
|
0.12
0.4
0.48
0.04
2.75
0.625
qН=4.415
0.7
0.3
5.415
2.75
0.16
1.04
0.625
0.3
qН=4.875
11.5
1.5
qН=13
17.875
|
1.2
1.3
1.2
1.2
1.1
1.1
1.4
1.4
1.1
1.1
1.2
1.1
1.2
1.3
1.3
|
0.144
0.52
0.576
0.048
3.025
0.687
q=5
0.98
0.42
6.4
3.025
0.176
1.248
0.687
0.36
q=5.496
14.95
1.95
q=16.9
22.396
|
Этажи
|
От перекрытия и покрытия
|
Собственный
вес колонны
|
Расчетная суммарная нагрузка
|
Длительная
|
Кратковременная
|
NДЛ
|
NКР
|
NПОЛН
|
4
3
2
1
|
1171
1659
2147
2635
|
325
470
615
760
|
52
70
88
104
|
1223
1729
2235
2743
|
325
470
615
760
|
1549
2200
2850
3504
|
Расчет нагрузки колонны
Подсчет расчетной
нагрузки на колонну.
2.2 Расчет колонны
первого этажа
N=3504кН; ℓ
01=2.87
Определим гибкость колонны.
λ= ℓ0 =
2.87 =8.2см
hK 35
8.2>4 значит, при расчете
необходимо учитывать случайный эксцентриситет
ℓСЛ = hК = 35 =1.16см
30 30
ℓ/600 = 287/600 = 0.48
ℓСЛ≥ℓ/600
1.16 ≥
0.48
Принимаем наибольшее, если=1.16см.
Рассчитанная длинна колонны ℓ0=3.22см,
это меньше чем 20×hK,
следовательно, расчет продольной
арматуры в колонне вычисляем по формуле:
АS = N – AB × Rb×γb
φ × RS
RS
φ=φB+2×(φE
+φB)×α
φE и φВ – берем из таблицы
φℓ=0.91
φB=0.915
α= μ× RS = 0.01× 360 =
0.24
RB×γB 17.0×0.9
NДЛ/N=2743/3504=0.78
ℓ0/h=2.87/35=8.2
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.24
= 0.22
Проверяем коэффициент способности
NСЕЧ = φ(RbAB×γB+ASRS)=
0.22(17.0×0.01×0.9+41.24×360)= 4997
Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше
10%
N = 4997000 – 3504000 ×
100% = 4.2 %
3504000
4.2 %<5 % — условие выполняется
AS =
3504000 17.0×0.9
0.9×360×100 35×35×
360 = 41.24см2
Возьмем пять стержней диаметром 32 мм,
AS = 42.02см
М = АS = 42.02 × 100% =
3.40%
AБЕТ 1225
2.3 Расчет колонны второго этажа.
N= 2850 кН;
ℓ01= 2.87 м
Определим гибкость колонны:
λ= ℓ0
= 287 = 8.2см 9.2>4 – значит при расчете необходимо
hK 35
учитывать случайный эксцентриситет
ℓСЛ = hK/30=35/30=1.16см
ℓСЛ ≥ ℓ =
287 = 0.47
600 600
ℓ — высота колонны
Принимаем наибольшее, значение если =1.16см
Рассчитанная длина колонны ℓ0=287см,
это меньше чем 20×hК, следовательно расчет продольной арматуры
в колонне вычисляем по формуле:
AS = N Rb×
γВ
φ×RS AB
× RS
φ= φВ+2 × (φЕ – φB)×α
α= М×RS
= 0.01× 360 = 0.23
RB×γB 17.0×0.9
φE и φВ – берем из
таблицы
NДЛ/N = 2235/2850 = 0.82
ℓ0/h = 287/35=8.2
φE = 0.91
φB
= 0.915
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.22 = 0.20
АS = 285000 35×35 ×
17.0×0.9 = 43.26 см2
0.9×360×100 360
Возьмем семь стержней диаметром 28мм,
АS = 43.20см
М = АS = 43.20 × 100%= 3.3%
AБЕТ 1225
Проверка экономии:
NCЕЧ = φ× (RВ×γΒ×AБЕТ +AS×RS) =
0.87×(17.0×0.9×1225×100+43.20×360×100)=2983621
кН
Проверяем процентное расхождение
2983621 – 2850000 ×
100% = 4.6%
2850000
4.6% < 5% условие выполняется
2.4Расчет монтажного стыка колонны.
Стык рассчитывается между первыми и
вторыми этажами. Колонны стыкуются сваркой стальных торцевых листов, между
которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5мм. Расчетные
усилия в стыке принимаем по нагрузке второго этажа NСТ=N2=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять
условие :
N ≤ RПР×FСМ
RПР – приведенная
призменная площадь бетона;
FСМ – площадь смятия или площадь контакта
Для колонны второго этажа колонна
имеет наклонную 4 диаметром 20мм, бетон В30 т.к продольные арматуры обрываются
в зоне стыка то требуется усиление концов колон сварными поперечными сетками.
Проектируем сетку из стали АIII.Сварку
торцевых листов производим электродами марки Э-42,
RСВАРКИ =210мПа
Назначаем размеры центрирующей прокладки
С1 = C 2 = bK
= 350 = 117мм
3
3
Принимаем прокладку 117×117×5мм.
Размеры торцевых листов:
b=h=b–20=330мм
Усилие в стыке
передается через сварные швы по периметру торцевых листов и центрирующую
прокладку. Толщина опорной пластины δ=14мм.
NCТ = NШ + Nп
Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы
NШ = NСТ × FШ
FK
FШ – площадь по контакту
сварного шва;
FK – площадь контакта;
FK = FШ + FП
F= 2 × 2.5 × δ
× (h1+в1–5δ)=2 × 2.5
× 1.4 × (35 + 35–5 × 1.4) = 504 см2
FП = (C1+3δ) × (C2+3δ
) = (11.7+3×1.4) × (11.7+3 × 1.4) = 252.81см2
FK = 504+252.81= 756.81см2
NШ = (2850×504) / 756.81 = 1897 кН
NП = NCТ –NШ = 2850–1897 = 953 кН
Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых
листов
ℓШ = 4 × (b1–1) = 4
× (35–1) = 136см
hтребш = NШ
= 1897000 = 0.66см
ℓШ ×
RСВ 136 × 210 × (100)
Принимаем толщину
сварного шва 7мм.. Определим шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под
центральной прокладкой. По конструктивным соображениям у торцов колонны
устраивают не менее 4-х сеток по длине не менее 10d (d ― диаметр рабочих продольных стрежней), при этом шаг сеток
должен быть не менее 60мм и не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не
более 150см.
Размер ячейки
сетки рекомендуется принимать в пределах от 45–150 и не болей 1/4 меньшей
стороны сечения элемента.
Из стержней Ø 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50×50, шаг сетки
60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы:
1) Коэффициент насыщения сетками:
MCK = 2×fa
= 2×0.283 = 0.023
а×S
4×6
fa — площадь 1-ого арматурного стержня
а — количество сеток
2) Коэффициент
αC= MCK× Ra
= 0.23×360 = 5.7
Rb× m b 17.0×0.85
Коэффициент эффективности армирования
К = 5 + αС = 5
+ 5.7 = 1.12
1 + 1.5αС 1 + 8.55
NСТ ≤ RПР×FCМ
RПР=Rb×mb×γb+k×MCK×Ra×γK
γb= 3√
FК = 3√ 1225 = 1.26
FСМ
756.81
γК= 4.5 – 3.5
× FCM = 4.5 – 3.5 × 756.81 = 1.55
FЯ
900
RПР=17.0× 0.85
×1.26 + 1.12 × 0.023 × 360 ×1.55 = 2617 мПа
2850 ≤ 2617× 756.81 кН
2850 кН ≤ 1980571 кН
2.5Расчет консоли колонны.
Опирание ригеля происходит на
железобетонную колонну, она считается короткой если ее вылет равен не более 0.9
рабочий высоты сечения консоли на грани с колонной. Действующая на консоль
опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и определяется
по расчету.
Q= q×ℓ =
22.396 ×4 × 6 = 268.75 кH
2 2
Определим линейный вылет консоли:
ℓКН =
Q = 223960 = 9.6 см
bP × Rb × mb 16 × 17.0 ×
(100) × 0.85
С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней
колонны равняется 5см,
ℓК=ℓКН
+ 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Þ ℓКН=15см
ℓКН=15см (округлили)
Высоту сечения консоли находим по
сечению проходящему по грани колонны из условия:
Q ≤ 1.25 × К3
× K4 × Rbt × bk ×
h20
а
а ― приведенная длина консоли
h0 ≤ Q
2.5 × Rbt × bК × γb — максимальная высота колонны
h0 ≤ Q
2.5 × Rbt × bК × γb — максимальная высота колонны
h0 ≥√ Q× a минимальная
высота
1.25×K3×K4×Rbt×bK×γb
а=bK
Q = 15 223960 = 22.14
см
2×bK×Rb×mb
2 × 35×17.0× (100)×0.85
h0 MAX ≤
223960 = 24 см
2.5 ×1.2 × (100)×5 ×
0.85
h0 MIN =√
223960×22.14 = 18 см
1.25×1.2×1×1.2(100)×3.5×0.85
Принимаем высоту h
= 25см ― высота консоли. Определяем высоту уступа свободного конца
консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45°
h1=h–ℓК×tgα = 25– 15× 1=10см
h1 > ⅓
h
10 > 8.3 условие
выполняется
2.6 Расчет
армирования консоли.
Определяем
расчетный изгибающий момент:
М=1.25 × Q × (bK–
Q )= 1.25×Q× a= 1.25 × 223960 × 22.14 = 61.98
к
2
× b × Rb × m b
Определим коэффициент AO
:
А0 =
М = 6198093 = 0.12
Rb × mb × bK × h20 17.0 × 0.85 × 35
×322 ×100
h0 = h – 3 =
35 – 3 = 32 см
ξ = 0.94
η = 0.113
Определяем
сечение необходимой продольной арматуры :
F = M = 6198093 =
2.55 см2
η
× h0 × RS 0.113×32 ×
360 × 100
Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем
отогнутую арматуру :
Fa = 0.002 × bK × h0
= 0.002 × 35 × 32 = 2.24 см2
Определяем арматуру Fa = 2.24 см2
— 8стержня диаметром 6 мм
Принимаем
хомуты из стали A–III, диаметром 6 мм, шаг хомутов
назначаем 5 см.
3. Расчет монолитного центрально нагруженного
фундамента
Расчетная
нагрузка на фундамент первого этажа :
∑ N1ЭТАЖА =3504 кН
b×h = 35×35
Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле
:
NH = N1
= 3504/1.2 = 2950 кН
hСР
где hСР — средний коэффициент
нагрузки
Определяем требуемую площадь
фундамента
FTPФ = NH =
2950000 = 7.28 м2
R0 –
γСР × hƒ 0.5 ×106
– 20 × 103× 2
γСР — средний
удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м3
аСТОРОНА ФУНДАМЕНТА =√FСРФ
= √ 7.28 = 2.453 м = (2.5 м ) так как фундамент центрально нагруженный,
принимаем его в квадратном плане, округляем до 2.5 м
Вычисляем наименьшую высоту
фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды
продавливания, при действии расчетной нагрузки :
Наименьшая высота фундамента:
σГР = N1
= 3504 481.3 кН/м2
FФ
7.28
σ — напряжение в основании
фундамента от расчетной нагрузки
h0 MIN = ½ × √
N1 hK + bK
0.75 × Rbt × σTP
4
h0 MIN = ½ × √
2916 0.35 +0.35 =
2.25 см
0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4
М0 MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки
колонны :
H = 1.5 × hK + 25 = 1.5 × 35 + 25 =
77.5 см
h0 MIN = ½ × √ N1
hK + bK
0.75 × Rbt × σTP 4
h0 MIN = ½ × √
2916 0.35 +0.35 =
2.25 см
0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4
М0 MIN = h0 MIN + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки
колонны :
H = 1.5 × hK + 25 = 1.5 × 35 + 25 =
77.5 см
Из конструктивных соображений, из условий жесткого защемления
колонны в стакане высоту фундамента принимаем :
Н3 = hСТ + 20 = 77.5 + 20 = 97.5 см — высота
фундамента.
При высоте фундамента менее 980 мм
принимаем 3 ступени назначаем из условия обеспечения бетона достаточной
прочности по поперечной силе.
Определяем рабочую высоту первой
ступени по формуле :
h02 = 0.5 × σГР
× (а – hK – 2 × h0) = 0.5 × 48.13
× (250 – 35 – 2×94 ) = 6.04 см
√ 2×Rbt×σГР
√2×1.2 × 48.13 × (100)
h1= 26.04 + 4 = 30.04 см
Из конструктивных соображений
принимаем высоту 300 м. Размеры второй и последующей ступени определяем, чтобы
не произошло пересечение ступеней пирамиды продавливания.
Проверяем
прочность фундамента на продавливание на поверхности пирамиды.
Р ≤ 0.75 × Rbt × h0
× bCP
bCP — среднее
арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды
продавливания в пределах h0
bСР = 4× (hК +h0) = 4 × (35 +94)= 516 cм
P = N1 – FОСН × σГР = 3504 × 103 – 49.7
× 103 × 48.13 = 111.2 кН
0.75
× 1.2 × (100) × 94 × 516 = 4365.1 кН.
Расчет арматуры фундамента. При
расчете арматуры в фундаменте за расчетный момент принимаем изгибающий момент
по сечением соответствующим уступам фундамента.
MI = 0.125 × Р
× (а–а1)2 × b = 0.125×111.2×(2.5–
1.7)2 × 2.4 = 5337 кН
MII = 0.125 × Р
× (а–а2)2 × b = 3755 кН
МIII =0.125 × Р × (а–а3)2
× b = 1425 кН
Определим
необходимое количество арматуры в сечении фундамента :
Faℓ = МI = 5337 =
17.52 см2
0.9 × h ×RS 0.9 × 0.94 × 360
Faℓ = МII = 3755 =
12.32 см2
0.9 × h × RS 0.9 ×0.94 × 360
Faℓ = МIII
= 1425 = 4.72 см2
0.9×h0×RS
0.9 × 0.94 × 360
Проверяем коэффициент армирования (не
менее 0.1%)
M1 = 17.52 × 100 % =
0.53%
35 × 94
M1 = 12.32 × 100 % =
0.37%
35 × 94
M1 = 4.72 × 100 % =
0.14%
35 × 94
Верхнею ступень армируем конструктивно-горизонтальной
сеткой из арматуры диаметром 8мм, класса А-I, устанавливаем через каждые 150 мм по высоте. Нижнею ступень армируем по
стандартным нормам
|