Расчет прочности наклонных сечений

Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры по наименьшей величине поперечной силы. Принимая с_в=а=0,25L=1.625 м, при (продольные силы отсутствуют) имеем:

.

Прочность наклонных сечений без поперечной арматуры не обеспечена, поэтому для всех приопорных участков необходим расчет поперечной арматуры. Сначала производим расчет для приопорного участка у крайней опоры.

Определяем величину поперечной силы Q_В, воспринимаемой бетоном сжатой зоны в наклонном сечении. У опоры А полка тавра расположена в сжатой зоне, поэтому нужно учесть влияние свесов полки.

b’_f=2.47>b+3 h’_f=0.3+3·0.09=0.57, принимаем b’_f=0.57м.

.

Величина проекции опасного наклонного сечения:

Длина, на которую следует учитывать усилия в поперечной арматуре:

с_о = 2h₀ = 2·0.64 = 1,28 (м).

По конструктивным требованиям при h>450 мм назначаем

s_sw=0,20м ≤ h/3=0,7/3=0,23м. Хомуты предусматриваем из арматуры класса A-I диаметром 6-8 мм, R_sw=180 МПа.

q_sw=(0.262-0.101)/1,28=0,126 (МН/м).

s_max

Требуемая площадь сечения хомутов в одной плоскости:

A_sw= Принимаем 4⌀10 АI. A_sw=

Требуемое количество хомутов в других сечениях рассчитываем аналогично согласно п. 3.33 [2].

Результаты расчетов приведены в табл. 11.

Таблица 10. – Результаты расчета наклонных сечений

Определяемая величина	ед. изм.	Положение расчетного наклонного сечения
у опоры А	у опоры В слева	У опоры В справа	у опоры С
Q	МН	0.262	0.412	0.412	0.262
φf	-	0.0422			0.0422
Cb	м	2.22	2.13	2.13	2.22
Qв	МН	0,101	0.10	0.10	0,101
сd	м	1.39	0.683	0.683	1.39
csw	м	1.28	0.683	0.683	1.28
qsw	МН/м	0,126	0.455	0.455	0,126
smax	м	0.638	0.389	0.389	0.638
ssw	м	0,2	0.125	0.125	0,2

1.4.4. Расчет на отрыв

Из расчета второстепенной балки имеем х=0,151 м (рис. 1.5). Следовательно,

Рисунок 1.5. – Схема отрыва в главной балке

Отрывающее усилие равно по величине сосредоточенной нагрузке на главную балку:

Требуемую площадь сечения дополнительных хомутов находим по формуле, при R_sw=285 МПа:

Принимаем по два дополнительных хомута с каждой стороны второстепенной балки, всего 8Ø8A-III, ∑A_sw=4.02 см².

1.4.5. Конструирование балки

В соответствии с таблицей 4 [7] для балки шириной 200 мм и стержнях Ø20 мм в одном ряду можно установить не более 4 стержней снизу, и не более 3 стержней в верхней части сечения. При большем количестве стержней располагаем их в два ряда. Расстояние от растянутой грани до центра тяжести стержней первого ряда назначаем а₁=0,04 м, второго ряда – а₂=0,08 м. Находим для сечения 12 положение центра тяжести всей арматуры относительно растянутой грани:

а=(4∙0,04+2∙0,08)/6=0,053 м.

Следовательно, для этого сечения рабочая высота равна

h₀=0.55-0.053=0.497 м.

В крайнем пролете при b=b_f^’=2.7 м и А_s=18.85см² вычисляем относительное плечо внутренней пары сил η и несущую способность М_u:

Обрываем 2 стержня второго ряда, имеем а=0,04 м; h₀=0,51 м;

А_s=12,56 см²;

Обрываем 2 стержня первого ряда, имеем а=0,04 м; h₀=0,51 м;

А_s=6,28 см²;

Аналогичным образом определяем М_u в других сечениях. Результаты расчета приведены в табл. 12.

Точки теоретического обрыва стержней определяем графически в местах пересечения ординат несущей способности с огибающей (рис. 1.6). Координаты точек теор. Обрыва приведены в табл. 12.

Рисунок 1.6 – Определение точек обрыва стержней

Для определения точек фактического обрыва стержней определяем длину их анкеровки по формуле:

(1.20)

где значения w_an Dl_an и l_an, а также допускаемые минимальные величины l _an определяются по табл. 44 [2]. При этом гладкие арматурные стержни должны оканчиваться крюками, выполняемыми согласно п. 5.11 [2].

Таблица 12. – Определение мест обрывов арматурных стержней главной балки

Количество и диаметр, мм, стержней	As,см^2		η	Мu, кНм	Количество обрываемых стержней	Расстояние ах, м, от точек теоретического обрыва до опоры
слева	справа
Пролет 1 (b=2.7 м)
6Ø20A-III	18,85	0,066	0,967	330,66	-	-	-
4Ø20A-III	12,56	0,044	0,978	228,66	2Ø20A-III	1,96	2,95
2Ø20A-III	6,28	0,022	0,989	115,64	2Ø20A-III	0,99	1,94
Пролет 2 (b=2.7 м)
4Ø20A-III	12,56	0,044	0,978	228,66	-	-	-
2Ø20A-III	6,28	0,022	0,989	115,64	2Ø20A-III	0,99	1,94
Над опорой В (b=0,2 м)
4Ø20A-III+2Ø22A-III	20,16	0,758	0,621	223,9	-	-	-
4Ø20A-III	12,56	0,61	0,702	160,9	2Ø22A-III	0,66	0,83
2Ø20A-III	6,28	0,29	0,854	99,83	2Ø20A-III	1,23	1,57
Над опорой С (b=0,2 м)
4Ø20A-III	12,56	0,61	0,702	160,9	-	-	-
2Ø20A-III	6,28	0,29	0,854	99,83	2Ø20A-III	1,04	1,04

2. Проектирование элементов сборного перекрытия.

2.1. Данные для проектирования

Запроектировать монолитное ребристое перекрытие над подвалом 4-х этажного производственного здания (рис. 1.1). Длина здания-36 м, ширина – 30 м.

Нормативная временная нагрузка на перекрытие составляет 4.2 кПа, в том числе длительная – 2.1 кПа.

2.2. Компоновка монолитного перекрытия

Принимаем расположение ригелей поперек здания с шагом 6 м. Поперечное сечение ригеля принимаем тавровым с полкой внизу. Ребристые панели перекрытия опираем на полки ригелей. Панели перекрытия назначаем шириной 1.5 м. Принимаем бетон В 25.

Определяем размеры поперечных сечений элементов перекрытия. По [2] с учетом коэффициента условий работы бетона φ_b2=0,9 находим R_b=13 МПа. Длину панели принимаем l=5.55 м. Высота сечения панели

(2.1)

Назначаем h=0.3 м.

Для ригеля перекрытия назначаем бетон В 30, R_b=15,5 МПа.

высота сечения ригеля

(2.2)

Принимаем h=0.6 м, b=0.3 м.

Определение размеров поперечного сечения колонны. Принимаем бетон В 20 и арматуру А-III. R_b=10,35 МПа, R_sc=365 МПа.

Назначаем для колонны b=0.3 м, h=0.3 м; А=0,09 м².

Длина сборного элемента среднего пролета l=6-0.3-2∙0.06=5.55 м, в крайнем пролете l=6-0.3-0.25-0.06+0.38=5.77 м.

Соединение панелей с ригелями предусматриваем путем приварки закладных деталей, установленных в полке ригеля с шагом 1.5 м и в ребрах панелей перекрытия.

Конструктивная схема перекрытия приведена на рис. 2.1.

Рисунок 2.1. – Сборное перекрытие

2.3. Проектирование сборного ригеля

2.3.1. Расчетная схема и нагрузки

Расчетную схему главной балки принимаем в виде неразрезной балки на шарнирных опорах (рис 2.2). Расчетные пролеты назначаем равными расстоянию между осями опор, а для крайнего пролета – расстоянию от оси колонны до середины площадки опирания на стену (длина этой площадки равна 0.38 м).

Рисунок 2.2. – Расчетная схема главной балки

Расчетная длина средних пролетов равна расстоянию между осями колонн. Расчетную длину крайних пролетов принимаем от оси опоры на стене до оси колонны. l=6.0-0.25+0.5∙0.38=5.94 м.

Площадь поперечного сечения ригеля (рис. 2.2) равна

А=0,5(0,3+0,34)∙0,3+(0,65+0,63)∙0,5∙0,1+0,5(0,63+0,3)0,2=0,253 м²,

Q_dl=0.253∙25=6.33 кН/м.

Нагрузки на ригель приведены в табл. 13.

Таблица 13. – Нагрузки на ригель

Вид нагрузки	Норматив-ная нагрузка, кН		Расчетная нагрузка при , кПа		Расчетная нагрузка при , кПа
1.Постоянная Вес конструкций пола и перегородок Вес панели Собственный вес ригеля Итого постоянная G	6,33 33,33	- 0.95 0.95 -	11,4 14,25 6,01 31,75	- 1,3 1.1 -	14,82 15,68 6,61 37,11
Временная Р В том числе длительная Рl	25,2 12,6	0,95 0,95	23,94 11,97	1,2 1,2	28,73 14,36

2.4.2. Статический расчет

Расчет усилия в балке определяем с учетом их перераспределения. Поскольку разница в величине прилетов не превышает 10%, усилия определяем как для равнопролетной балки. Из условия симметрии рассматриваем только левую половину балки.

Результаты расчета балки как упругой системы на действие нагрузок при приведены в табл. 14. Сначала по приложению 3 [8] для каждого нагружения находим значения коэффициентов β и вычислены опорные моменты. Значения опорного момента

М_B= βGl, (1.7)

Таблица 14. – Результаты расчета ригеля на действие нагрузок при (G=37,11 кН; Р=28,73 кН)

Вид нагрузки и ее положение	Изгибающие моменты (кНм) в сечениях
М1	Мв	М2	Мс	М3	МD	М4	МЕ	М5
П(все пролеты)	104,1	-104,6	43,95	-105,47	61,53	-105,47	43,95	-140,62	104,1
В1 (1,3,5 пролеты)	102,34	-54,43	-41,63	-40,82	88,47	-40,82	-47,63	-54,43	102,34
В2 (2 и 4 пролеты)	-21,77	-54,43	81,66	-40,82	-40,82	-40,82	81,66	-54,43	-21,77
В3 (1,2 и 4 пролеты)	74,62	-123,72	56,29	-22,27	-34,03	-45,78	79,8	-53,2	-21,28
В4 (2,3,5 пролеты)	-14,35	-35,88	53,82	-115,05	61,25	-21,03	-40,21	-59,39	100,35
В5 (1,3 и 4 пролеты)	100,35	-59,39	-40,21	-21,03	61,25	-115,05	53,82	-35,88	-14,35
В6 (2,4 и 5 пролеты)	-21,28	-53,2	79,8	-45,78	-34,03	-22,7	56,29	-123,72	74,62
П+В1	206,44	-195,03	-3,68	-146,29	150,0	-146,29	-3,68	-195,03	206,44
П+В2	82,33	-195,03	125,61	-146,29	20,71	-146,29	125,61	-195,03	82,33
П+В3	178,72	-264,32	100,24	-127,74	27,5	-151,25	123,75	-193,82	82,82
П+В4	89,75	-176,48	97,77	-220,52	122,78	-126,5	3,74	-200,01	204,45
П+В5	204,45	-200,01	3,74	-126,5	122,78	-220,52	97,77	-176,48	89,75
П+В6	82,82	-193,82	123,75	-151,25	27,5	-127,74	100,24	-264,32	178,72
Ординаты Мmin	82,33	-264,32	-3,68	-220,52	20,71	-220,52	-3,68	-264,32	82,33
огибающей Mmax	206,44	-	125,61	-	150,0	-	125,61	--	206,44

Чтобы выяснить границы возможного уменьшения моментов в процессе перераспределения, определим величины опрорных моментов от расчетных нагрузок при от полных (табл.15) и длительно действующих (табл. 16) нагрузок.

Границы перераспределения находим из условия трещиностойкости балки. Предельная допустимая ширина непродолжительного раскрытия трещин при действии всех нагрузки равна а_crc,1=0.4 мм, а ширина продолжительного раскрытия при постоянной и длительной нагрузках – а_crc,2=0.3 мм. Принимаем δ=1(изгиб), φ_l=1, η=1 (арматура периодического профиля), R_s=365 МПа, E_s=200000 МПа, а также ориентировочно μ_s=0,015 и d=36 мм по формуле

,

При продолжительном действии постоянной и длительной нагрузок φ_l=1,5, поэтому

Определяем пределы уменьшения моментов для опоры В:

Следовательно граница перераспределения обусловлена длительным действием нагрузок. Таким же образом определяют границы перераспределения и для других сечений балки.

Учитывая, что μ_s и d приняты ориентировочно, принимаем после перераспределения М_В=-210 кНм.

Результаты перераспределения приведены в табл. 17.

Таблица 15. – Результаты расчета ригеля на действие нагрузок при (G=31,66 кН; Р=23,94 кН)

Вид нагрузки и ее положение	Изгибающие моменты (кНм) в сечениях
М1	Мв	М2	Мс	М3
П(все пролеты)	88,8	-120	37,5	-90	52,5
В1 (1,3,5 пролеты)	85,28	-45,36	-39,69	-34,02	73,71
В2 (2 и 4 пролеты)	-18,14	-45,36	68,04	-34,02	-34,02
В3 (1,2 и 4 пролеты)	62,18	-103,09	46,9	-18,56	-28,36
В4 (2,3,5 пролеты)	-11,96	-29,9	44,84	-95,87	51,03
В5 (1,3 и 4 пролеты)	83,62	-49,49	-33,51	-17,52	51,03
В6 (2,4 и 5 пролеты)	-17,33	-44,43	66,49	-38,15	-28,36
П+В1	174,08	-165,36	-2,19	-124,02	126,21
П+В2	70,66	-165,36	105,54	-124,02	18,48
П+В3	150,98	-223,09	84,4	-108,56	24,14
П+В4	76,84	-149,9	82,34	-185,87	103,53
П+В5	172,42	-169,49	3,99	-107,52	103,53
П+В6	71,47	-164,33	103,99	-128,15	24,14
Ординаты Мmin	70,66	-223,09	-2,19	-185,87	18,48
огибающей Mmax	174,08	-	105,54	-	126,21

Таблица 16. – Результаты расчета ригеля на действие нагрузок при (G=31,66 кН; Р_l=11,97 кН)

Вид нагрузки и ее положение	Изгибающие моменты (кНм) в сечениях
М1	Мв	М2	Мс	М3
П(все пролеты)	88,8	-120	37,5	-90	52,5
В1 (1,3,5 пролеты)	42,64	-22,68	-19,85	-17,01	36,86
В2 (2 и 4 пролеты)	-9,07	-22,68	34,02	-17,01	-17,01
В3 (1,2 и 4 пролеты)	31,09	-51,55	23,45	-9,28	-14,18
В4 (2,3,5 пролеты)	-5,98	-14,95	22,42	-47,94	25,52
В5 (1,3 и 4 пролеты)	41,81	-24,75	-16,76	-8,76	25,52
В6 (2,4 и 5 пролеты)	-8,67	-22,17	33,25	-19,08	-14,18
П+В1	131,4	-142,68	17,65	-107,01	89,36
П+В2	79,73	-142,68	71,52	-107,01	35,49
П+В3	119,89	-171,55	60,95	-99,28	38,32
П+В4	82,82	-134,95	59,92	-137,94	78,02
П+В5	130,61	-144,75	20,74	-98,76	78,02
П+В6	80,13	-142,17	70,75	-109,08	38,32
Ординаты Мmin	79,73	-171,55	17,65	-137,94	35,49
огибающей Mmax	131,44	-	71,52	-	89,36

Таблица 17. – Перераспределение усилий в ригеле

Сочета-ние нагрузок	Эпюры моментов	Изгибающие моменты (кНм) в сечениях
М1	Мв	М2	Мс	М3
П+В1	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	206,44 -5,99 200,45	-195,03 -14,97 -210,0	-3,68 -39,35 43,03	-146,29 -63,71 -210,0	150,0 -63,71 86,29
П+В2	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	82,33 -5,99 76,34	-195,03 -14,97 -210,0	125,61 -39,35 86,26	-146,29 -63,71 -210,0	20,71 -63,71 -43,0
П+В3	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	178,72 21,73 200,45	-264,32 54,32 -210,0	100,24 -13,97 86,27	-127,74 -82,26 -210,0	27,5 -70,39 -42,89
П+В4	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	89,75 -13,41 76,34	-176,48 -33,52 -210,0	97,77 -11,5 86,27	-220,52 10,52 -210,0	122,78 -36,49 86,29
П+В5	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	204,45 -4,0 200,45	-200,01 -10,0 -210,0	3,74 -46,75 -43,0	-126,5 -83,5 -210,0	122,78 -36,49 86,29
П+В6	В упругой системе Дополнительная Перераспределенная	82,82 -6,47 76,35	-193,82 -16,18 -210,0	123,75 -37,47 86,28	-151,25 -58,75 -210,0	27,5 -70,51 -43,0
Ординаты Мmin	76,34	-210	-43	-210	-42,89
огибающей Mmax	200,45	-	86,28	-	86,29

Определяем значения поперечных сил после перераспределения усилий. У опоры А:

У опоры В слева Q=232.52 кН, у опоры В справа и у опоры С Q=197.52 кН.

2.4.3. Расчет прочности сечений

а) Проверка размеров бетонного сечения Ригеля

Размеры сечения ригеля приведены на рис. 2.1. Рассмотрим сечение у опоры В, где действует наибольшая поперечная сила.

где b=0.32м, h=0,6 м.

Следовательно, принятые размеры достаточны.

б) Расчет продольной арматуры.

В пролете ригель рассматриваем прямоугольного сечения шириной b=0.32 м.

Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны.

где

В крайнем пролете М=200,45 кНм, поэтому

По табл. 20 [2]

В опорных сечениях ригеля действует отрицательные моменты, поэтому сечение рассматриваем как тавровое.

Определяем положение нулевой линии в тавровом сечении ригеля. Наибольший момент действует у опоры В:

Граница сжатой зоны расположена в полке, поэтому при расчете на действие положительных моментов сечения балки рассматриваем как прямоугольное шириной b=b_f^’=0,5 м.

следовательно

По табл. 20 [2]

Таблица 18. – Армирование ригеля

Сечение балки	As,см^2, по расчету	Принятая продольная арматура
Количество и диаметр, мм, стержней	As,см^2
1	10,71	2Ø28A-III	12,32
В	9,76	2Ø25A-III	9,82

в) Расчет поперечной арматуры

Рисунок 2.3. – Эпюра Q

Проверяем необходимость постановки расчетной поперечной арматуры. Наименьшая поперечная сила на приопорных участках действует у опоры А, поэтому для наклонных сечений у этой опоры проверяем условия:

(1.15)

где Q — поперечная сила в конце наклонного сечения;

j_{b 4} — коэффициент, определяемый по табл. 21 [2];

с — длина проекции наклонного сечения, начинающегося от опоры; значение с принимается не более с_max =2,5 h ₀.

a=0.25l=1.5 м; с_max =2,5 h ₀=2,5∙0,55=1,375 м<a=1.5 м, следовательно с= с_max =1,375 м.

Q=71.99 кН<1,5(1+0)∙1,1∙10³0,32∙0,55²/1,375=116,16 кН,

Условие выполняется, следовательно у опоры А поперечную арматуру ставим конструктивно с шагом s_w=200 мм=h/3.

Проверяем условия для наклонных сечений у опоры В:

Q=141,99 кН>1,5(1+0)∙1,1∙10³0,32∙0,55²/1,375=116,16 кН,

Условие не выполняется, поэтому арматуру устанавливаем по расчету.

Сначала определяем М_b для участка балки у опоры В, где полка расположена в сжатой зоне.

(2.3)

Где q ₁ = g + v /2=37,11+28,73/2=51,48 кН/м

Требуемую интенсивность хомутов определяем согласно п. 3.33б [2],.

Так как (2.4)

то (2.5)

Так как (2.6)

то (2.7)

Принимаем s_w=0.15 м<h/3=0.2 м, арматуру класса A-I (R_sw=175 МПа, тогда

Принимаем 2Ø10А-I(A_sw=1.57см².

На пролетных участках балки поперечное армирование в соответствии с конструктивными требованиями назначаем 2Ø10А-I с шагом 400 мм.

2.4.4. Расчет полки ригеля

Расчетную схему полки принимаем в виде защемленной консоли. Принимаем расчетную ширину полки b=1 м, опорная реакция

Эксцентриситет приложения этой нагрузки e=0.05+0.1∙⅔=0.117 м.

Изгибающий момент в заделке

М=Ре=24,36∙0,117=2,84 кНм.

Назначаем а=0,015 м, тогда h₀=0.285 м.

По табл. 20 [2]

Принимаем ø3Вр-I с шагом 200 мм, что на 1 м длины ригеля составляет A_s=0.35 см².

3. Расчет и конструирование колонны.

3.1. Данные для проектирования

Запроектировать подвала 4-х этажного производственного здания

Принимаем бетон класса В 20. R_b=10,5 МПа, R_bt=0,8 МПа. Арматура класса А-III, R_s=365 МПа.

Нагрузки на колонну приведены в таблице 18.

Таблица 18. – Нагрузки на колонну

Вид нагрузки	Норматив-ная нагрузка, кН		Расчетная нагрузка при , кН		Расчетная нагрузка при , кН
1.Постоянная Нагрузка на кровлю Нагрузки от перекрытия Собственный вес колонны Итого постоянная G	1,15х36=41,4 197,36х4=789,44 866,84	0,95 0.95 0.95 -	39,33 34,2 823,53	- 1.1 1.1 -	51,13 37,62 913,75
Снеговая	0,5х36=18	0,95	17,1	1,1	18,81
Временная Р В том числе длительная Рl	4,2х36=453,6 2,1х36=226,8	0,95 0,95	430,9 215,5	1,2 1,2	517,1 258,6

3.2. Расчет прочности нормальных сечений

Т.к расчетная длина колонны

То колонну рассчитываем как условно центрально сжатую по формуле

(3.1)

где в зависимости от

Принимаем арматуру 4 А-III Ø25, =1963 мм²

3.3. Расчет консоли колонны

Рисунок 3.1. – Расчетная схема и схема армирования консоли.

Проверяем условие

197,52 кН<2,5∙0,8∙10³0,3∙0,56336 кН, -условие выполняется.

h=0.6 м >2.5a=0.45 м,

где а=L₁+L_sup/2=60+240/2=180 мм,

следовательно принимаем поперечное армирование наклонными и горизонтальными стержнями А-IIIØ6 (см. рисунок 3.1).

Проверяем прочность бетона наклонной сжатой полосы

(3.2)

Где

Условие выполняется.

Площадь сечения продольной арматуры определяем из условия прочности консоли:

(3.3)

M,Q – момент и поперечная сила в нормальном сечении ригеля на краю консоли.

Принимаем арматуру 2 А-III Ø12, =226 мм²

4. Проектирование тела фундамента.

Для фундамента принимаем бетон класса В 15. R_b=7.7 МПа, R_bt=0.67 МПа. Арматура класса А-III, R_s=365 МПа. Под фундамент предусматриваем песчаную подготовку, поэтому защитный слой бетона принимаем 80 мм.

4.1. Определение размеров фундамента

Площадь фундамента в плане определяют из выражения

где N – расчетная нагрузка на фундамент при , (таблица 18);

R₀=218 кПа – условное расчетное давление на грунт;

Н₁=1.1 м – глубина заложения фундамента;

g₀=20 кН/м³ – усредненная нагрузка от грунта на уступах фундамента.

Принимаем подошву фундамента размером 2,7х2,7 м. А 7,29 м²(рис.4.1).

4.2.Расчет по прочности материала.

Рисунок 4.1.-Схема образования пирамиды продавливания.

Условие на продавливание:

(4.2)

Продавливающая сила:

(4.2)

(4.3)

R_bt=0,67МПа -сопротивление бетона растяжению для класса бетона В15.

Среднее арифметическое периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания

-условие выполняется

4.3. Расчет арматуры подошвы фундамента.

Рисунок 4.3.-Схема для расчета арматуры подошвы фундамента.

Изгибающие моменты квадратного в плане фундамента в расчетных сечениях определяем по формулам:

(4.4)

(4.5)

(4.6)

Сечение рабочей арматуры на всю ширину фундамента вычисляют по формуле:

Сечение I-I

по табл.20 [2] =0.95,

Сечение II-II

по табл.20 [2] =0.964,

Сечение III-III

по табл.20 [2] =0.957,

Принимаем арматуру 14 А-III Ø12, =1584 мм²

Дата добавления: 2015-11-04