Министерство образования Российской Федерации

Сибирская государственная автомобильно-дорожная академия

(СибАДИ)

Кафедра "Строительные конструкции"

Пояснительная записка к курсовому проекту:

Проектирование колонн и стропильных балок одноэтажного производственного здания

Омск-2010

Содержание

1. Компоновка поперечника

2. Определение расчетных нагрузок и параметров

3. Определение усилий в стойках

4. Проектирование стоек

5. Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия

1. Компоновка поперечника

Поперечная рама состоит из колонн, заделанных в фундамент и стропильной конструкции, свободно опирающейся на колонны.

Определяем размеры колонны

Высота надкрановой части:

, м

где Нкр - крановый габарит здания.

(0,15+hпб) – высота подкрановой балки с рельсом, м

Высота подкрановой части колонн от верха фундамента:

,

где

Н₁=Нг.р.+0,15,

где 0,15 – глубина заложения верха фундамента,

,

,

– (кратна модулю 0,6 м для стеновых панелей).

Определяем размеры поперечного сечения колонны

Привязка колонн к разбивочным осям

"0" - при шаге колонн 6 м и кранах с G ≤ 30 тс;

Размеры сечений

bк = 400 мм – при шаге колонн 6 м;

hв = 400 мм – при "0" привязке и кранах G < 20 тс;

с округлением в меньшую сторону с модулем 50 мм.

Глубина заделки колонны в стакан фундамента равна наибольшему из 1,5 bк или hн , и получаем отметку (-) (Нзад. + 0,15)=1,2+0,15=1,35.

Расстояние от оси кранового пути до внутренней грани подкрановой части колонны поверху: к< 250 мм при В = 6 м;

При ("привязка" + 750 + к)=0+750+250=1000мм < hн=1200мм , значит

(750+100)+(250+100)=1200мм

Конструирование стен

модуль 0,6 м; высота стеновых панелей и блоков остекления 1,2 м и 1,8 м; δ_пан=300 мм (принять).

2. Определение расчетных нагрузок и параметров

Постоянные нагрузки

• от покрытия Fп

Fп = ,

где g_к=1 кН/м²+1,5 кН/м²=2,5 кН/м² – расчетная нагрузка от веса 1 м² кровли и плит покрытия;

В=6м – шаг колонн, м;

L=12м – пролет рамы, м;

Qp=40,2тс- ориентировочный вес стропильной конструкции, кН;

• от собственной массы (бз эксцентриситета)

где γ_f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке;

γ = 25 кН/м³ – объемный вес железобетона

• от стен и остекления (бз эксцентриситета)

,

где В – шаг колонн, м;

g_ст, g_ост – расчетные нагрузки от веса 1 м2 стеновых панелей и оконных блоков, навешанных на надкрановую или подкрановую части колонны (табл. 5)

h_ст, h_ост – высота панелей и остекления, м;

• от массы подкрановой балки с рельсом (бз эксцентриситета)

Fпб = 41,2 кН

Временные нагрузки

• от снега СНиП 2.01.07-85 (5 раздел)

Fсн = ,

где Sg =1,8 кН/м² снеговая нагрузка в зависимости от района строительства; μ = 1, Fсн прикладывается так же как и Fп.

• от крана СНиП 2.01.07-85 (4 раздел)

вертикальная

Dmax=287 кН, Dmin=59,6 кН.

горизонтальная

Т=10,3 кН

• ветровая СНиП 2.01.07-85 (6 раздел, п. 6.3)

Wmi =Wо*k,

где Wо – 0,3 кН/м²

k - табл. 6(СНиП 2.01.07-85)

Фактическая ветровая эпюра приводится к эквивалентной по моменту в защемлении с ординатой

до

5 м

0,75

10 м

	1
20 м	1,25
40 м	1,5

Wm5=W0*k=0,3*0,75=0,225 кН/м²

Wm10=W0*k=0,3*0,71=0,3 кН/м²

Wm20=W0*k=0,3*1,25=0,375 кН/м²

Wm21.6=W0*k=0,3*1,27=0,381 кН/м²

Wm23.4=W0*k=0,3*1,29=0,387 кН/м²

на высоте Н:

;

Сосредоточенная сила в уровне верха колонны:

W_Н =

W_отс. =

где с = 0,8 – с наветренной и с = 0,6 – с заветренной сторон

γ_f = 1,4 – коэффициент надежности по нагрузке;

Равномерно распределенная погонная нагрузка:

Расчетная схема (статически неопределимая)

Ригель считается абсолютно жестким.

Основная система метода перемещений (одно неизвестное).

3. Определение усилий в стойках

;

Постоянной – нагрузка от собственного веса, стен и подкрановых балок – приложена по оси колонны.

От покрытия Fп (симметричное воздействие)

y=0*H_B;

Сила Fп приложена на расстоянии 150 мм от разбивочной оси, поэтому эксцентриситет приложения силы относительно оси надкрановой части колонны:

e = hн/2 – hв/2=1,2/2-0,4/2=0,4м;

Rв← (+); →(-);

K1=2,152 ,K1=1,314 [3, тб.16.1]

при привязке "0", а_В= 50 мм – при в_к= 40 см от покрытия

М_I =

М_II =

N_I = N_II=F_п=110,1 кН

От стен, собственного веса, подкрановых балок

М_I = М_II =0

N_I =

N_II =

От постоянной нагрузки суммарная

М_I =∑ М_I=2.34+0=2,34кН*м

М_II =∑ М_II=-3,44+0=-3,44кН*м

N_I =∑ N_I=110,1+45,08=155,18 кН

N_II =∑ N_II=110,1+477,18=587,28 кН

Временная нагрузка

Снеговая F_сн – изгибающие усилия от покрытия умножаются на коэффициент

F_сн / F_п =64,8/110,1=0,59

М_I =2,34*0,59=1,38 кН*м

N_I = N_II=F_сн=64,8 кН

М_II =-3,44*0,59=-2,03 кН*м

Крановая вертикальная D_max ; (y = 1*H_н ,)

а_н = "привязка" + 750 – hн/2=0+850-1200/2=250мм

а_н = hн/2 - "привязка" - 750=1200/2-0-850=-250мм

K2=1,304 [3,тб.16.2]

- со своими знаками,

R₁₁ – реакция в дополнительной связи от перемещения

,

;

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =Dmax=287 кН	NI = 0 NII =Dmin=59,6 кН

Крановая горизонтальная ТА, ТБ

K3=0,775 [3, тб.16.3]

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =0	NI = 0 NII =0

Ветровая (слева)

K7=0,363 [3, тб.16.7]

;

;

;

;

;

Стойка А	Стойка Б
NI = 0 NII =0	NI = 0

N_II =0

4. Проектирование стоек

Материал

Бетон В25

γ_в2 = 1,1 (табл. 15 [1])

Rв =14,5МПа*1,1=15,95МПа (табл. 13 [1] с учетом γ_в2)

Eв =27,0*10³МПа (табл. 18 [1])

Арматура А-III (Ø10 ÷ 40)

Rs =Rsc =365МПа (табл. 2.2 [1])

Es =200*10³МПа (табл. 29 [1])

- коэффициент приведения

;

;

где

ω=α – 0,008

Rв=0,85-0,008*15,95=0,722 (п. 3.12 [1])

α=0,85 – для тяжелого бетона

σ_SR=R_s=365МПа

σ_Sc,U=400 МПа, т.к. γ_в2 >1,0

Надкрановая часть (армирование симметричное)

Исходные данные
Нв	370	см
hв	40	см
вк	40	см
J	213333	см4
lo	2,5Нв=925	см
i	0,289hв=11,56	см

Если λ=lo/I=925/11,56=80 >14, то учитываем выгиб колонны

Определение зависимости "Ncr – As"

,

если

и φ_р = 1 (ф. 58)

где

Eв = МПа ·100 = Н/см² ;

As и A’s – см² ;

lo, ho, a’ – см ;

J – см⁴ ; Ncr – H ;

После преобразования формулы Ncr , получаем

;

;

;

Таблица 1

Показатели		Сочетание усилий
		Мmax=23,06 кНм	Мmin=-49,13 кНм
		N=220 кН	N=155,18 кН
1.	М , Нсм	2306000	-4913000
2.	N , Н	220000	155180
3.	, см	10,48	31,66
4.	Мдл , Нсм	234000	234000
5.	Nдл , Н	155180	155180
6.		0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11	0,5-0,01*925/40- 0,01*15,95=0,11
7.	, (п. 3.6)
	Принимаем δе	0,26	0,79
8.
9.
10.	где β = 1 (т.36)
11.
12.
13.		29321,3(41,08+(Аs+A’s))	29321,3(25,85+(Аs+A’s))

1. А_Smin= А’_Smin =μ_minв_кh_o=0,002*40*34=2,72 см²

2. А_Smin= А’_Smin =4,02 см² ( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с A_Smin = A’_Smin =4,02 см² (2Ø16)

Конструктивный расчет по наиневыгоднейшему сочетанию (армирование симметричное)

Таблица 2

Показатели		Вычисления по сочетанию
		М=-4913000Нсм;
		Nсоотв= 155180Н.
1.
2.	Принимаем АS1 = A’S1= АSMIN	4,02см2
3.	Ncr (табл. 1) Astot = AS1+ A’S1=4,02+4,02=8,04 см2	Ncr=29321,3,(25,85+ 8,04)=993699 Н
4.	(ф. 19)
5.	,см
6.
7.	Т.к. АS2≤АS1 , то АS = A’S= 4,02 см2 2О16

Проверка прочности по другому, сочетанию, армирование А_S = A’_S=4,02см² (табл. 2)

Таблица 3

Показатели		Вычисления
		М=2306000 Н*см
		N=220000 Н
1.	x = ξho (см)
2.	Ncr (табл. 1 и 2), Н	1440262
3.
4.
5.	N·e (ф. 36 п. 3.20)
6.
7.	Если п.5 ≤ п.6, то прочность обеспечена	5385600<11114956 Прочность обеспечена

Подкрановая часть

Исходные данные
Нн=	1805	см
hн=	120	см
вк=	40	см
J=	5760000	см4
lo=	2707,5	см (табл.32)
i=	34,68	см

λ=l_o/i=2707,5/34,68=78 >14,

то учитываем выгиб колонны.

1)А_Smin= А’_Smin =μ_minв_кh_o=0,002*40*114=9,12 см²

2) А_Smin= А’_Smin 4,02 , см² ( 2 Ø16)

Принимаем по наибольшему n, Ø с A_Smin = A’_Smin =9,82 см² (2Ø25)

Таблица 4

Показатели		Сочетание усилий
		Мmax=594,2 кНм	Мmin=-596,08 кНм
		N=587,28 кН	N=652,08 кН
1.	М , Нсм	59420000	-59608000
2.	N , Н	587280	652080
3.	, см
4.	Мдл , Нсм	-344000	-34000
5.	Nдл , Н	587280	587280
6.		0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11	0,5-0,01*2707,5/120- 0,01*15,95=0,11
7.	, (п. 3.6)
	Принимаем δе	0,84	0,76
8.
9.
10.	б где β = 1 (т.36)
11.
12.
13.		50916,7(31,61+(Аs+A’s))	50916,7(45,36+(Аs+A’s))

Конструктивный расчет подкрановой части (армирование несимметричное)

Таблица 5

Показатели		Вычисления по сочетанию
		Mmax=59420000 Н*см , Nсоотв=587280 Н
1.	А’S1= АSmin	9,82см2
2.	АS1= 2АSmin	10,33см2
3.	,Н	50916,7(31,61+(9,82+10,33))=2635448
4.
5.
6.
7.	Если А’S2 ≤ А’S1, то А’S2 = А’S1=9,82см
9.
10.
11.
12.
13.	≤ 5%,

Принимаем 2Ø28, с А_s=12,32 см².

Принимаем 2Ø25, с А_s=9,82 см².

Таблица 6

Показатели		Вычисления по сочетанию
		Mmin=-59608000 Н*см , Nсоотв=652080 Н
1.	А’S1= АSmin	9,82 см2
2.	АS1= 2АSmin	10,33 см2
3.	,Н	50916,7(45,36+(9,82+10,33))=3335553
4.
5.
6.
7.	Т.к. А’S2 ≤ А’S1, то А’S2 = А’S1=9,82см
9.
10.
11.
12.
13.	≤ 5%,

Принимаем 2Ø25, с А_s= А_s =9,82 см².

Окончательное конструирование продольной арматуры (п. 5.18)

Окончательное армирование

Принимаем правую арматуру 2Ø28, с А_s=12,32 см², левую 2Ø25, с А_s= 9,82 см².

Проверка на ЭВМ

Показатели		Сочетание 1	Сочетание 2
		Мmax=594,2 кНм	Мmin=-596,08 кНм
		N=587,28 кН	N=652,08 кН 1. Уточнение ; 2. 3. 4. , см Расчет сборной железобетонной предварительно-напряженной двутавровой балки покрытия. Конструктивная схема покрытия Покрытие представлено ребристыми плитами шириной 3м, опирающимися продольными ребрами на двускатные стропильные балки. Предварительное конструирование балки hmax=890+1/12(0,5L-25)=890+1/12(0,5*12000-25)=1388 мм hx=890+1/12(x+125)=890+1/12(4329+125)=1260 мм 3. Расчетная схема балки l0=11,7м; x=4,329м. Qmax=q*l0/2=32,22*11,7/2=188,5 кН Сбор нагрузок на балку Вид нагрузки Нормат. кН/м2 γf Расчетн кН/м2 Шаг колонн, В, м Нормат. кН/м Расчетн кН/м I. Постоянные 1. Стяжка, пароизоляция, ковер 0,6 1,3 0,78 6 3,6 4,68 Утеплитель (для отапливаемых) 0,4 1,3 0,52 2,4 3,12 3. Плиты покрытия 1,5 1,1 1,65 9 9,9 4. Балка 0,56 1,1 0,62 6 3,36 3,72 gн =18,36 g =21,42 II. Временные 1. Длительно-действующая 0,63 1,43 0,9 6 3,78 5,4 2. Кратковременно-действующая. 0,63 1,43 0,9 6 3,78 5,4 pн=27 p=37,8 qн=68,748 q=86,604 В том числе Нагрузка от собственной массы балки: Вес балки нормативный, кН – Gб = 40,2кН, где Нормативная нагрузка на 1 м2 покрытия: 4. Расчет прочности нормального сечения балки покрытия Расчетное опасное сечение находится на расстоянии равном приблизительно 0,37 lo. Принимаем а’=3 см; аsp=8 см; Бетон В25, арматура АIII, преднапрягаемая арматура АV Определение площади сечения напрягаемой арматуры Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона ξR (см. ф. 25 п.3,12). В этой формуле γв2=0,9; σsp=(0,6÷0,8)Rs,ser=0,7*785=550 МПа ; для упрощения ∆σsp=0. sSR=RS+400-sSsp-Dssp=680+400-550-0=530 МПа w=a-0,008*Rb=0,85-0,008*13,05=0,75 Кроме этого определяем Определяем необходимость постановки арматуры в сжатой зоне А’S по расчету (из предельного условия ξ=ξR ): Т.к.A’Sтреб.< A’Smin , то A’Sтреб.=A’Smin=4,52 см2 (4 Ø12 АIII);. Принимаем A’S факт=4,52 см2 (4 Ø12 АIII) Определяем положение нейтральной оси в расчетном сечении : если то нейтральная ось находится в ребре, тогда 0,22≤ aR=0,4 à x= Коэффициент γs6 определяется по п. 3,13. (формула 27), принимаем Фактическое значение Аsp принимают по сортаменту . Aspфакт7,64см2 (4 Ø 18 А-V) Арматуру размещают в нижней полке балки с учетом конструктивных требований п.5.5 и 5.12., и назначают размеры нижнего пояса балки. При этом без перерасчета уточняют значения a и ho . Проверка прочности балки по нормальному сечению Нейтральная ось проходит в полке, если , тогда высота сжатой зоны бетона определяется , Несущая способность сечения (Нсм) прочность сечения обеспечена. 5. Расчет прочности наклонного сечения балки покрытия Задаемся Ø 10 АIII, S1=150 мм; n=2; - учитывает влияние сжатых полок - учитывает влияние продольных сил , кроме этого (1+φf + φn) ≤ 1,5 С=bпл-0,15=3-0,15=2,85 м ; ; ; ; Проверка прочности наклонной полосы Где , β=0,01; Rв в МПа ; ; Расчет балок покрытия по II группе предельных состояний Назначение величины предварительного напряжения арматуры Исходные данные: способ натяжения; длина натягиваемого стержня (l=12,25м) в метрах нормативное сопротивление арматуры Rsp,ser=785 МПа. Назначаемая величина предварительного напряжения арматуры σsp=550 МПа должна удовлетворять двум условиям (см. п. 1.23 СНиПа) Вычисление геометрических характеристик сечения Исходные данные: размеры поперечного сечения балки в наиболее напряженном месте в (см); As=2,26 см2 , Asp=7,64 см2 , A’s=4,52см2, a=3см, asp=8 см , a’=3см, Es=200000 МПа , Esp=190000 МПа , E’s=200000 МПа , Eв=27000 МПа ; Коэффициенты приведения арматуры к бетону: Приведенная к бетону площадь сечения: Статический момент приведенного сечения относительно оси проходящей по нижней грани: Расстояние от нижней грани сечения до его центра тяжести: Момент инерции приведенного сечения: Момент сопротивления сечения на уровне сжатой грани: Момент сопротивления сечения на уровне сжатой арматуры: Момент сопротивления сечения на уровне растянутой напряженной арматуры: Момент сопротивления сечения на уровне растянутой грани: Упругопластический момент сопротивления по нижней грани сечения: Упругопластический момент сопротивления по верхней грани сечения: здесь γ=1,5 – коэффициент упругопластичности для двутаврового сечения. Определение потерь предварительного напряжения арматуры. Исходные данные: тип арматуры (стержневая); способ натяжения (механический); σsp=550 МПа, Rsp,ser785 МПа, передаточная прочность бетона Rвр=к·В=0,8*25=20 МПа, где В – класс бетона, к – коэффициент предаточной прочности (например, при 80% предаточной прочностик=0,8); Asp=7,64 см2; Ared=1673см2; Ws=54494,6 см3; yн=70 см; asp=8 см; Mсв н5360000 Нсм – нормативный изгибающий момент в расчетном сечении от собственного веса балки. При механическом способе натяжения дополнительно Ø (мм)=18мм - диаметр преднапряженной арматуры; L (мм)=13000мм - длина натягиваемого стержня; Esp190000 МПа. А. Первые потери σ1=0,1* σsp-20=0,1*550-20=35 МПа – потери от релаксации напряжений арматуры (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ2=1,25*Δt=1,25*65=81,25 МПа – потери от температурного перепада (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ3= МПа – потери деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств; (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); σ4=0 – потери от трения арматуры, принимаются равным 0; σ5=30 МПа – потери от деформации стальной формы (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Определяем усилие обжатия в бетоне при обжатии в уровне центра тяжести преднапряженной арматуры: – потери от быстронатекающей ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Б. Вторые потери σ7=0 – потери от релаксации напряжений арматуры, принимаются равным σ8=35 МПа – потери от усадки бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Определяем усилие обжатия с учетом первых потерь: Определяем напряженияв бетоне от усилия обжатия: – потери от ползучести бетона (см. п. 1.26, табл. 5 СНиПа ); Определяем сумму всех потерь и усилие обжатия: Σσi – σ1+ σ2+ σ3+ σ4+ σ5+ σ6+ σ7+ σ8+ σ9=35+81,25+66,76+0+30+8,16+0+ +35+25,31=236,37 ≥ 100 (МПа); , Оценка трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры Исходные данные: P1=285690,2 (H); Мснв=5360000 (Нсм); W’red =60333,3 (см3); W’pl =90500 (см3); yн=70 (см); H=126 (см); asp=8 (см); k=0,8; Rвр,ser=k Rв,ser =14,8 (МПа); Rвtр,ser=k Rвt,ser =1,28 (МПа); Ared =1673 (см2); Ired=3378662,2 (см4). Для возможной корректировки жесткости конструкции и прогибов необходимо выполнить оценку трещиностойкости верхней зоны балки при отпуске арматуры. Условие возникновения верхних трещин оценивается по условию: Где , - при неблагоприятном влиянии преднапряжения При механическом способе натяжения , (см) r’ – расстояние от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны: , (см) где ; -верхних трещин нет, l1=0 Оценка трещинообразования нижней зоны балки в стадии эксплуатации Исходные данные: P2=239613,3 (H); h=126 (см); yн =70 (см); asp =8 (см); Ared 1673 (см2); Ired =3378662,2 (см4); Wred =48266,6 (см3); Wpl =72400 (см3); As =2,26 (см2); Asp= 7,64 (см2); A’s =4,52 (см2); Rв,ser =18,5 (МПа); Rвt,ser 1,6 (МПа); М н=41350000 (Нсм); К трещиностойкости балки предъявляют требования 3-ей категории (п. 1.16 СНиПа). Расчет по образованию трещин производят на действие полных нормативных нагрузок. Расчет заключается в проверке условия: - при благоприятном влиянии преднапряжения - см. п. 4 еор - см. п. 4 41350000<31175984,2 – нижние трещины. Определение раскрытия трещин в нижней зоне Исходные данные: b=8 (см); вf=20 (см); в’f =35 (см); h0 =118 (см); hf =13 (см); h’f =15 (см); а=3 (см); аsp =8 (см); а’ =3 (см); Esp =190000 (МПа); Es =200000 (МПа); E’s =200000 (МПа); Asp =7,64 (см); As =2,26 (см); A’s =4,52 (см); Rв,ser =18,5 (МПа); P2 =239613,3 (H); γsp1 = 0,9; Выполняют расчеты по непродолжительному раскрытию трещин на действие полных нормативных нагрузок и по продолжительному раскрытию на действие постоянных и временных нормативных нагрузок (п. 4.14 СНиПа). Расчет сводится к проверке условий трещиностойкости: Здесь - приращение ширины раскрытия от действия кратковременных нагрузок; - ширина продолжительного раскрытия трещин. Предельно допустимые значения , , указаны в табл. 2 СНиПа. Параметры , , и , рассчитывают по следующему алгоритму: При определении принимают М=М н ; φе=1; ν=0,45. При определении принимают М=Мдлн ; φе=1; ν=0,45. При определении принимают М=Мдлн ; φе=1,6-15; ν=0,15. ; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144) ; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144) ; ; ; ; ; ; ; Плечо внутренней пары сил ф-ла (166,)[1] Напряжения в растянутой арматуре ф-ла (147), [1] Вычисляем ширину раскрытия трещин: [1, п.4.14] (ф. 144) Мероприятия по обеспечению прочности и трещиностойкости опорного участка Согласно п. 5.58 СНиПа у торцов балки предусматривают дополнительную ненапрягаемую арматуру, т. к. напрягаемая продольная арматура сосредоточена у нижней грани. Площадь сечения одного стержня поперечной арматуры класса А-III равна: , где n – число стержней (4 или 6), надежно закрепленных приваркой к опорным деталям. Принимаем стержень Ø10мм, Аs=0,785см2. У концов балки устанавливают дополнительную косвенную арматуру (сетки или хомуты с шагом 5 – 10 см, охватывающие все напрягаемые продольные стержни) на длине участка не менее 0,6 lp=21,6см и 20 см (п. 5.61). 0,6*lp =0,6*25,4=15,2<20 см, то Принимаем длину участка равной 20см. Армирование балки Ребро балки армируют двумя вертикальными каркасами из расчетных поперечных стержней (п. 5.27), объединенных продольными стержнями . Верхнюю полку армируют горизонтальным каркасом, состоящим из двух продольных стержней Ø12 А-III и гнутых поперечных стержней Ø5 Вр-I, расположенных с шагом 20 см. Нижнюю полку армируют замкнутыми хомутами Ø5 Вр-I, с шагом не менее 2 hf Хомуты связаны в пространственные каркасы продольной арматурой Ø5 Вр-I. Балка имеет закладные детали для крепления плит покрытия. Подъем балки осуществляют с помощью специальных захватов, для чего в ней предусмотрены монтажные отверстия. Литература СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. М, 1989г. СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия.; М, 1986. Улицкий И,И, Железобетонные конструкции. Киев, 1973г. Методические указания по применению ЭВМ в курсовом проекте. 1. Сочинение на тему Память за руку берет 2. Реферат Партии и партийные системы 3 3. Реферат Правосубъектность коммерческих организаций 4. Доклад Макс Эйве 5. Доклад на тему Периодический закон ДИ Менделеева 6. Реферат на тему Лечение пароксизмальной формы фибрилляции предсердий ПФФП 7. Реферат О социологии 8. Реферат Проектирование технологического процесса изготовления детали 9. Реферат Становление конфликтологии как науки 10. Курсовая на тему Проектирование конструкции рольганга при производстве вареных колбас Bukvasha Правила Контакты