Разработка компоновочного решения каркаса здания из сборного железобетона

Министерство образования и науки Российской Федерации Федеральное агентство по образованию Пермский государственный технический университет Строительный факультет Кафедра строительных конструкций КУРСОВОЙ ПРОЕКТ на тему: «Проектирование железобетонных конструкций»

Пермь2011

1. Исходные данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы каркаса

3. Статический расчёт поперечной рамы

3.1 Сбор нагрузок на поперечную раму

3.1.1 Определение постоянной нагрузки на покрытие

3.1.2 Снеговая нагрузка

3.1.3 Ветровая нагрузка

3.1.4 Нагрузка от мостовых кранов

3.2 Определение жесткостей элементов поперечной рамы

4. Расчёт поперечной рамы в программе «ЛИРА»

5. Расчёт колонны по оси «А»

5.1 Расчёт усилий в колонне по оси «А»

5.2 Расчёт надкрановой части колонны

5.3 Расчёт подкрановой части колонны

5.4 Расчёт консоли

5.5 Расчёт колонны в стадии транспортировки

5.6 Расчёт колонны в стадии монтажа

6. Расчёт ребристой плиты покрытия

6.1 Сбор нагрузок на плиту покрытия

6.2 Расчёт поперечного ребра плиты покрытия

6.2.1 Статический расчёт поперечного ребра плиты покрытия

6.3 Расчёт продольного ребра плиты покрытия

6.3.1 Сбор нагрузок

6.4 Расчёт плиты покрытия в стадиях изготовления, транспортировки и монтажа

7. Расчёт фермы

7.1 Сбор нагрузок

7.2 Конструктивный расчёт нижнего пояса фермы

7.3 Конструктивный расчёт верхнего пояса фермы

7.4 Расчёт растянутого раскоса фермы

7.5 Расчёт сжатого раскоса фермы

7.6 Расчёт сжатой стойки фермы

7.7 Расчёт узлов фермы

7.7.1 Расчёт опорного узла фермы

7.7.2 Расчёт промежуточного узла фермы Библиографический список

1. Исходные данные для проектирования

2. Компоновка конструктивной схемы каркаса

бетонный арматура плита ферма Учитывая исходные данные, разрабатывается компоновочное решение каркаса здания из сборного железобетона.

Промышленное одноэтажное здание имеет следующие размеры в плане: длина — 144 м, ширина — 36 м (2 пролета по 18 метра). По длине здание разделено на 2 температурных блока по 72метра. Высота здания до низа стропильных конструкций 10,8 м. Каждый пролет оборудуется двумя мостовыми кранами, грузоподъемностью 15 и 32 т.

Каркас здания с покрытием из плоских элементов состоит поперечных рам, образованных защемленными в фундаментах колоннами и шарнирно опирающимися на колонны стропильными фермами. Пространственная жесткость здания обеспечивается: системой связей по верхним и нижним поясам ферм; жестким диском покрытия; системой вертикальных связей между колонными и фермами; подкрановыми балками. Шаг рам 6 метров. Для навески стеновых панелей устанавливаются фахверковые колонны.

Колонны имеют следующие привязки:

— колонны крайнего продольного ряда — 250 мм;

— колонны крайнего поперечного ряда и у поперечным деформационных швов — 500 мм;

— колонны торцевого фахверка имеют «нулевую» привязку.

Основные несущие конструкции — раскосные сегментные фермы пролетом 18 метров.

Кровельное покрытие здания выполнено теплым по ребристым железобетонным плитам.

Здание отапливаемое, с внутренним водоотводом.

3. Статический расчет поперечной рамы

3.1 Сбор нагрузок на поперечную раму

3.1.1 Определение постоянной нагрузки на покрытие Таблица 1 Сбор постоянных нагрузок на поперечную раму

Погонная постоянная нагрузка:

кН/м Так как оси надкрановой и подкрановой части не совпадают, то вместе уступа будет действовать изгибающий момент от постоянной нагрузки.

Рис. Эксцентриситет e₁, e₂

кНм, где

e₁=0,2-(0,2−0,02)/2=0,11 м кНм, где

e₂=0,7/2−0,4/2=0,15 м Определение постоянных нагрузок собственного веса каркаса:

Вес верхней части крайней колонны:

кН кНм Вес нижней части крайней колонны:

кН, где

V=0,4· 0,7·6,95+(0,4+0,67)·0,4·0,8-(0,35·0,35)·(½)·0,4=2,246 м³

Вес верхней части средней колонны:

кН Вес нижней части средней колонны:

кН, где

V=0,4· 0,7·6,45+(0,6+2·0,75)·0,4·1,3−0,7·0,7·0,4=2,7 м³

Вес балки кранового пути и кранового рельса:

G=(G_Б+G_Р)· 1,1=(57,4+9)·1,1=72кН, где

G_Б =57,4кН (вес балки кранового пути)

G_Р=9кН (вес кранового рельса) Рис. 4. Эксцентриситет e₃, e₄

кНм, где

e₃=0,75−0,35=0,4 м

3.1.2 Снеговая нагрузка

Равномерно распределенная нагрузка:

Определяем расчетное значение снеговой нагрузки на 1 м² горизонтальной поверхности земли:

кН/м², где

Sg=3,2кН/м² для г. Пермь I снеговой район.

(переходящий коэффициент от веса снега на земле к снеговой нагрузке на покрытие)

Погонная снеговая нагрузка на раму:

кН/м

Изгибающие моменты от снеговой нагрузки:

кНм

кНм

Со снеговым мешком:

где

h=1,2 м (перепад высот)

m₁=m₂=0,4 (доли снега)

м (длина покрытия существующего здания)

м (длина покрытия проектируемого здания)

>

; b=6м

кН/м

кН/м

Изгибающие моменты от снеговой нагрузки:

кНм, где

кН

кНм

кНм

кНм

кНм, где

e₅=0,3-(0,3−0,02)/2=0,16 м

Рис. Эксцентриситет e₅

3.1.3 Ветровая нагрузка Определяем средние коэффициенты на двух участках Таблица 2

Рис.Схема для определения ветровых нагрузок

1 участок — колонна h₁=10 800мм

2 участок — шатер h₂=2795мм Определяем равномерно распределенную ветровую нагрузку на двух участках:

1 участок кН/м²

кН/м²

2 участок кН/м²

кН/м²

Погонная ветровая нагрузка на колонну:

кН/м кН/м Сосредоточенная ветровая нагрузка на ригель:

кН, где м²

кН

3.1.4 Нагрузка от мостовых кранов

Таблица 3 Характеристики кранов

определяем с помощью линий влияния Рис. Схема для определения крановых нагрузок Максимальная вертикальная крановая нагрузка на колонну по оси А:

Минимальная вертикальная крановая нагрузка на колонну по оси А:

кН кН Максимальная вертикальная крановая нагрузка на колонну по оси Б:

Минимальная вертикальная крановая нагрузка на колонну по оси Б:

Т.к. приложены по оси подкрановой балки, то определяем изгибающие моменты.

кНм кНм кНм кНм Определяем горизонтальные силы поперечного торможения:

кН, где

кН кН

3.2 Определение жесткостей элементов поперечной рамы

Определение жесткости крайней колонны:

Нижняя подкрановая часть колонны:

м⁴

м²

кНм², где Е=30· 10³ для бетона В25

кН Верхняя надкрановая часть:

м⁴

м²

кНм²

кН Определение жесткости средней колонны:

Нижняя подкрановая часть колонны:

кНм²

кН Верхняя надкрановая часть:

м⁴

м²

кНм²

кН

Определение жесткости фермы:

кНм²

кН

Рис. Расчетная схема

4. Расчёт поперечной рамы в программе «ЛИРА»

5. Расчет колонны по оси Б

5.1 Расчет усилия в колонне по оси Б

Таблица 4 Расчет усилия в колонне по оси Б

5.2 Расчет надкрановой части колонны

Определение внутренних усилий.

Таблица 5 Расчетное сочетание усилий надкрановой части

Усилия в колонне относительно центра тяжести растянутой арматуры:

Момент от полной расчетной нагрузки:

Рис. Сечение верхней части колонны Момент от длительной нагрузки:

Момент от полной расчетной нагрузки за вычетом ветровой и крановой нагрузок:

M_II = 52,54кНм < 0,82M_I = 0,82•90,73 = 74,4кНм, принимаем г_b2 = 1,1; расчет ведется на полные расчетные нагрузки.

Таблица 6 Расчетные характеристики материалов

Расчет в плоскости действия момента:

Расчетная длина надкрановой части колонны:

?₀ = 2 H₂ = 2•4,1 = 8,2 м

необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета Критическая сила:

;

д_e,=0,135< принимаем д_e=0,39 где

где

=1 для тяжелого бетона

N=297,98кН < N_cr =2093,99кН Относительная высоты сжатой зоны бетоны:

о_R=0,55 при г_b2=1,1 для А-III; B25

=0,14 < о_R =0,55

мм², где

где

где Принимаем A_s = A^/_s = 2O20 AIII. A_s + A^/_s = 628+628=1256 мм²

Поперечная арматура O6мм; шаг 500 мм Расчет из плоскости действия момента:

Расчетная длина надкрановой части колонны:

?₀₁=1,5H₂=1,5•4,1=6,15 м

; расчет из плоскости действия момента не нужный

5.3 Расчет подкрановой части колонны Определение внутренних усилий.

Таблица 7 Расчетное сочетание усилий подкрановой части

Усилия в колонне относительно центра тяжести растянутой арматуры:

Момент от полной расчетной нагрузки:

Момент от длительной нагрузки:

Рис. Сечение нижней части колонны Момент от полной расчетной нагрузки за вычетом ветровой и крановой нагрузок:

M_II = 132,56кНм > 0,82M_I = 0,82•99,26 = 81,39кНм, принимаем г_b2 = 0,9; расчет ведется на полные расчетные нагрузки за вычетом ветровой и крановой нагрузок.

Расчет в плоскости действия момента Расчетная длина надкрановой части колонны:

?₀ = 1,2H₂ =1,2· 6,7 = 8,04 м

необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета.

Критическая сила:

;

д_e,=0,25 < принимаем д_e=0,25 где

N=400,08кН < N_cr =8719,31кН Относительная высоты сжатой зоны бетоны:

о_R=0,604 при г_b2=0,9 для А-III; B25

=0,117< о_R =0,604

где

где Принимаем конструктивно A_s = A^/_s = 2O20 AIII. A_s + A^/_s = 628+628=1256 мм²

Поперечная арматура O6мм; шаг 500 мм Расчет из плоскости действия момента:

Расчетная длина надкрановой части колонны:

?₀₁=0,8H₁=0,8•6,7=5,36 м Момент от полной расчетной нагрузки:

Момент от длительной нагрузки:

необходимо учитывать влияние прогиба на величину эксцентриситета Критическая сила:

;

д_e,=0,24< принимаем д_e=0,24 где

e₀=0,02 м

N=667,04кН < N_cr =4416,13кН Относительная высоты сжатой зоны бетоны:

о_R=0,604 при г_b2=0,9 для А-III; B25

=0,206< о_R =0,604

где

где Принимаем конструктивно A_s = A^/_s = 2O20 AIII. A_s + A^/_s = 628+628=1256 мм²

5.4 Расчет консоли

Q=D_max+G_П.Б.=311,03+72=383,03кН Поперечное армирование консоли назначаем А_sw 4O10 =314мм²; шаг 150 мм

l_sup=0,3/2=0,15 м

892,8?3,5· R_bt·b·h₀=3,5·1,15·10³·0,4·0,88=

=1207,5кН

892,8>2,5· R_bt·b·h₀=2,5·1,15·10³·0,4·0,88=

=852,5кН Рис. 11. Консоль колонны

Q=383,03кН<892,8кН Продольное армирование консоли:

мм²

Принимаем 3O12 А=339мм²

5.5 Расчет колонны в стадии транспортировки Рис. Расчетная схема колонны в стадии транспортировки

q_н=9,2 кН/м; q_в=4,18 кН/м М_оп1=46кНм?М_оп2=45,78кНм?М_пр=50,85кНм при г_d = 1,6

Несущая способность надкрановой части колонны:

M_u = R⁰_b г_b2· b h²_{0 m}=8,5•0,9•10³•0,4•0,33²· 0,203=67,64кНм, где

R_b=0,75B=0,75· 25=18,75 => В15 R⁰_b=8,5МПа

h₀=b_в -a=0,38−0,05=0,33 м б_m = 0,203 при, где

M_оп2=45,78кНмu=67,64кНм Несущая способность подкрановой части колонны:

M_u = R⁰_b г_b2· b h²_{0 m}=8,5•0,9•10³•0,7•0,35²· 0,113=74,13кНм, где

h₀=b_н -a=0,4−0,05=0,35 м б_m = 0,113 при, где

M_пр=50,85кНмu=74,13кНм

5.6 Расчет колонны в стадии монтажа

q_н=q^н_нcos30?=9,2•cos30?= 8кН/м;

q_в =q^н_вcos30?=4,18•cos30?=3,67кН/м М_оп2=46,97кНм?М_пр=35,88кНм при г_d = 1,4

M_оп2=46,97кНмu=67,64кНм Рис Расчетная схема колонны в стадии монтажа

6. Расчет ребристой плиты покрытия

6.1 Сбор нагрузок на плиту покрытия Таблица 8 Сбор нагрузок на 1 м² плиты покрытия

Рис. Ребристая плита покрытия

?₁ = 2740 мм — расстояние в свету между продольными ребрами;

?₂ = 880 мм — расстояние в свету между поперечными ребрами.

— полка рассчитывается как многопролетная неразрезная балка Расчетная арматура в полке плиты расположена вдоль и поперек плиты покрытия.

Для расчета вырезается полоса шириной 1 м.

Рис. Расчетная схема полки плиты кН/м, где кН/м², где кН/м²

Максимальный момент на второй опоре:

кНм Конструктивный расчет:

Рис. Сечение полки плиты

Рассчитывается полоса шириной 1 м.

Рабочая арматура класса Вр-1 O 4мм: R_s = 365 МПа Бетон класса B25: R_b = 14,5 МПа Подбор арматуры в продольном направлении:

Принимаем в продольном направлении стержни диаметром 4 мм с шагом 150 мм. Площадь продольной арматуры на полосе шириной 1 м A_s = 75,4 мм².

Подбор арматуры в поперечном направлении Конструктивно принимаем в продольном направлении стержни диаметром 4 мм с шагом 350 мм.

6.2 Расчет поперечного ребра плиты покрытия кН/м кН/м кН/м кН/м

Полная нагрузка на ребро:

6.2.1 Статический расчет поперечного ребра Рис. Расчетная схема поперечного ребра Расчетный пролет поперечного ребра: ?_р =2,86 м.

Расчетный момент:

кНм Поперечная сила:

кН Расчет поперечного ребра по нормальному сечению Поперечное ребро рассчитывается на максимальный момент M = 5,34 кНм как элемент таврового сечения, армированный плоскими каркасами.

Высота сечения h = 150 мм.

Защитный слой бетона 30 мм.

Рабочая высота ребра h₀ = 120 мм.

Средняя ширина ребра:

b = 0,5•(50 + 100) =75 мм.

Рис. Расчетное сечение Свес полки плиты покрытия:

;

мм Принимаем мм Определения положения нейтральной оси:

M_f =12,06кНм > M=3,34кНм Нейтральная ось проходит в полке плиты, и сечение рассчитывается как прямоугольное шириной .

о = 0,006 при б_m = 0,006

Принимаем 1O6 АIII. A_s = 113,1 мм².

Расчет поперечного ребра по наклонному сечению на действие поперечной силы:

где с=2,5h₀=2,5· 0,12=0,3 м Хомуты устанавливаем конструктивно O4, с шагом 100 мм

6.3 Расчет продольного ребра плиты покрытия

6.3.1Сбор нагрузок кН/м кН/м кН/м Полная нагрузка на ребро:

кН/м

6.3.2Статический расчет продольного ребра Расчетный пролет продольного ребра:

Момент от полной расчетной нагрузки:

Поперечная сила от полной расчетной нагрузки:

кН Расчет прочности продольного ребра по нормальному сечению:

у_sp + p? R_{s, ser};

у_sp — p? 0,3R_{s, ser}, где

R_s,ser=590МПа Рис. Расчетная схема при электромеханическом способе натяжения напрягаемой арматуры, где

?= 6,6 м (расстояние между наружными гранями упоров) Принимаем у_sp=400МПа Продольное ребро рассчитывается как тавровое, армированное двумя каркасами:

где Рис. Схема сечения продольного ребра

Проверяем положение нейтральной оси:

M_f =93,59кНм > M=64,09кНм Нейтральная ось проходит в полке плиты, и сечение рассчитывается как прямоугольное шириной .

о = 0,381 при б_m = 0,311

о_R = 0,66 для B25, A IV

о_R = 0,66 >о = 0,381

мм², где Принимаем 2O20 A_s = 628 мм².

Уточняем h₀=260мм м

Несущая способность обеспечена Расчет по наклонному сечению:

Расчет необходимости хомутов:

кН, где Принимаем

кН<�кН Хомуты назначаем конструктивно O6 А III, шаг 150 мм Расчет на действие изгибающего момента:

кНм, где м, где кН/м

где

где Несущая способность обеспечена

6.4 Расчет плиты покрытия в стадиях изготовления, транспортировки и монтажа Рис. Расчетная схема плиты покрытия в стадиях изготовления и монтажа Усилие в напрягаемой арматуре:

N_р = г_sp (у_sp1 — у_loc) A^/_sp=1,18(315,5−120)· 509·10⁶=117,42кН, где у_sp1 = у_sp — P = 400 — 84,5 = 316,5 МПа (величина предварительного напряжения с учетом первых потерь) у_?oc = у₁ + у₂ + у₃ + у₅ + у₆=120МПа, где у₁ = 0,3 у_sp = 0,03•400 = 120 МПа (потери от релаксации напряжений в арматуре) у₂ = у₃ = у₅ = у₆=0

г_sp = 1 +Дг_sp =1+0,18 = 1,18, где кНм, где

q_g=1,15· 2,98=3,43кНм

e = h₀ — a^/_sp + M/N_р = 0,284 — 0,04 + 1,54/117,42 = 0,258 м, где а'_sp=40мм (расстояние от центра тяжести напрягаемой арматуры до нижней грани)

h₀=0,3−0,016=0,284 м

где МПа см=0,17 м

где

N_con e =117,42•0,258 = 30,29 кНм < R_b· b·x (h₀ — 0,5x)=14,5· 0,17·0,076(0,284−0,5·0,076)=46кНм Прочность обеспечена

7. Расчет фермы

7.1 Сбор нагрузок

Таблица 9 Сбор нагрузок на 1 м² плиты покрытия

Постоянная узловая нагрузка:

G_н= q_н B d г_n=2,91· 6·3·0,95=49,76кН

G_р= q_р B d г_n=3,14· 6·3·0,95=53,69кН

Снеговая узловая нагрузка:

V_н= q_н B d г_n=1,68· 6·3·0,95=28,73кН

V_р= q_р B d г_n=2,4· 6·3·0,95=41,04кН

Длительно действующая узловая нагрузка:

V'_н= q_н B d г_n=0,84· 6·3·0,95=28,73кН

V'_р= q_р B d г_n=1,2· 6·3·0,95=41,04кН

Q_н= G_н+ V_н=49,76+28,73=78,49кН

Q_р= G_р+ V_р=53,69+41,04=94,73кН

Q'_н= G_н+ V'_н=49,76+14,36=64,12кН

Q'_р= G_р+ V'_р=53,69+20,52=74,21кН

Рис. Расчетная схема фермы

Характеристики материалов:

Расчетные характеристики бетона B40:

R_b = 22 МПа; E_b = 32,5 МПа.

Расчетные характеристики канатаК-7:

R_sp = 1080 МПа; E_s = 1,8•10⁵ МПа; г_sc = 1,15.

Расчетные характеристики арматуры AIII:

R_sp=365МПа; E_s= 2010⁴МПа

7.2 Конструктивный расчет нижнего пояса фермы

Усилия в наиболее нагруженной панели нижнего пояса:

N = 485,96кН

Площадь напрягаемой арматуры нижнего пояса:

A_sp = N / R_sp• г_sb = 485,96 / 1080 • 10³ • 1,15 = 391,27 мм²

Принимаем 4O15 К-7, A_sp = 566 мм²

Пространственный каркас нижнего пояса принимается конструктивно:

— продольная арматура: 4O12 A-III, A_s = 452 мм²

— поперечная арматура: O 6 мм A-III

7.3 Конструктивный расчет верхнего пояса фермы

Проверка несущей способности:

где

при, где

?₀ = 0,9? = 0,9 • 3010 = 2709 мм. (расчетная длина), где

? = 3010 мм (длина элемента)

мм²

Принимаем 4O16 A-III, A_s = 804 мм²

Проверка несущей способности с учетом прогиба:

=

кН, где

J_b = (b • h³) / 12 = (0,25 • 10⁴)/12=0,33· 10^-3 м⁴

где

д_e,=

принимаем д_e=0,19 где

e₀? 10 мм

e₀ =? / 600 = 3010 / 600 = 5,02 мм

e₀ = h / 30 = 250 / 30 = 6,67 мм

Принимаем случайный эксцентриситет e₀ =10мм

J_s = м b h₀ (0,5 h — a)² = 0,02 • 0,25 • 0,22 • (0,5 • 0,25 — 0,03)² = 0,007· 10-³ м⁴

N=529,54кН < N_cr =4542,2кН

Относительная высоты сжатой зоны бетона:

где

щ = 0,85 — 0,008 R_b = 0,85 — 0,008•22· 0,9 = 0,68

=0,49< о_R =0,53

где

где

Принимаем ранее подобранную 4O16 A-III, A_s = 804 мм²

7.4 Расчет растянутого раскоса фермы

N = 10,42кН

Площадь напрягаемой арматуры нижнего пояса:

A_sp = N / R_sp• г_sb = 10,42 / 355 • 10³ • 1,15 = 25,52 мм²

Принимаем 4O6 А-III, A_s = 113 мм²

7.5 Расчет сжатого раскоса фермы

N = 3,78кН

где

при, где

?₀ = 0,9? = 0,9 • 3073 = 2766 мм, где

? = 3073 мм

мм²

Принимаем 4O6 A-III, A_s = 113 мм²

Проверка несущей способности с учетом прогиба:

=

кН, где

J_b = (b • h³) / 12 = (0,15 • 10⁴)/12=0,04· 10^-3 м⁴

где

д_e,=

принимаем д_e=0,12 где

e₀? 10 мм

e₀ =? / 600 = 3010 / 600 = 5,02 мм

e₀ = h / 30 = 150 / 30 = 5 мм

Принимаем случайный эксцентриситет e₀ =10мм

J_s = м b h₀ (0,5 h — a)² = 0,005 • 0,15 • 0,12 • (0,5 • 0,15 — 0,03)² = 0,18· 10-³ м⁴

N=3,78кН < N_cr =496,03кН

Относительная высоты сжатой зоны бетона:

где

щ = 0,85 — 0,008 R_b = 0,85 — 0,008•22· 0,9 = 0,68

=0,01< о_R =0,53

где

где

Принимаем ранее подобранную 4O6 A-III, A_s = 113 мм²

7.6 Расчет сжатой стойки фермы

N = 1,89кН

Принимаем конструктивно 4O6 A-III, A_s = 113 мм²

7.7 Расчет узлов фермы

7.7.1 Расчёт опорного узла фермы

Рис. Опорный узел фермы

Требуемая длина заделки канатов 1500 мм, фактическая 1200 мм. Анкеровка напрягаемой арматуры обеспечивается постановкой по расчету соответствующих поперечных стержней.

Требуемая площадь поперечного сечения продольных напрягаемых стержней в нижнем поясе в пределах опорного узла:

мм²

Принимаем 4O10 A-III, A_s = 314 мм²

Длина заделки:

l_з=35d=35· 10=350мм, что меньше фактической длины заделки, равной 500 мм Расчет поперечной арматуры Расчетное усилие из условия прочности в наклонном сечении:

кН, где кН кН Площадь сечения одного поперечного стержня:

мм²

Принимаем конструктивно O10 A-III, A_s = 78,5 мм²

Требуема площадь поперечного стержня из условия обеспечения прочности на изгиб в наклонном сечении:

м

z=0,6· h₀=0,6·0,63=0,378 м

f_x=30,34 мм²<78,5 мм²

7.7.2 Расчет промежуточного узлафермы Рис. Промежуточный узел фермы Длина заделки:

l=200мм, что меньше требуемой длины заделки, l_з=35d=35· 6=210мм Необходимое сечение поперечных стержней каркасов:

мм², где а=3d=3· 0,006=0,018 м

k₁ = у_s / R_s = 271 / 355 = 0,75

Принимаем конструктивно O6 A-III, A_s = 28,3 мм²

Площадь сечения окомляющего стержня:

мм², где

N_o = 0,04 • D₁=0,04· 10,42=0,42кН Принимаем конструктивно O6 A-III, A_s = 28,3 мм²

Библиографический список

1 Бетонные и железобетонные конструкции: СНиП 2.03.01−84*. — М., 1989. — 84 с.

2 Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01−84)/ ЦНИИпромзданий, НИИЖБ. — М.: ЦИТП, 1989. — 192 с.

3 Нагрузки и воздействия: СНиП 2.01.07−85*. М., 1987. — 57 с.

4 Строительная теплотехника: СНиП II-3−79**. М., 1986. — 32с.

5 Строительная климатология и геофизика: СНиП 2.01.01−82. М., 1983. — 319 с.

6 Проектирование железобетонных конструкций: справочное пособие/ А. Б. Голышев. — 2-е изд., перераб. и доп. — Киев, 1990. — 544 с.

7 Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. — 5-е изд., перераб. и доп. — М., 1991. — 767 с.