Читайте данную работу прямо на сайте или скачайте
Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания
Федеральное Агентство по Образованию
Государственное Образовательное чреждение Высшего Профессионального Образования
Братский государственный ниверситет
Кафедра Строительных конструкций
Курсовой проект
Строительные конструкции
Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания
Пояснительная записка
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
Выполнил:
ст. гр. СТ-01-2 С.В. Рожнев
Проверил:
к. т. н., профессор Г.В. Коваленко
Братск 2004
Содержание
<
<
<
Целью выполнения данного курсового проекта является приобретение навыков практического использования теоретического материала, ознакомление с действующими нормами и специальной литературой.
Предполагается запроектировать железобетонные конструкции многоэтажного здания с неполным каркасом - внутренними железобетонными колоннами и наружными несущими стенами из кирпича.
<
В состав балочного перекрытия входят панели и поддерживающие их ригели. Ригели опираются на внутренние колонны и наружные несущие стены. Компоновка состоит из выбора сетки колонн, направления ригелей (продольного или поперечного), типа и ширины панелей.
Здание с неполным железобетонным каркасом, размеры здания в плане 16,830 м.принимаем поперечное расположение ригелей (рис 1.1). Ширина рядовой панели 1,4 м. Раскладка панелей начинается со среднего пролета. В среднем пролете принимается 2 рядовых панели и 2 связевые:
<
м
В крайнем пролете 3 рядовых панели и доборный элемент шириной 0,5 м.: 31,4+0,5+0,7+0,2=5,6 м, где 0,2 м. - привязка несущей стены. Для расчета принимаем рядовую панель номинальной шириной 1,4 м. Тип панели - ребристая.
<
Рис. 1. 1
<
2.1.Конструкция панели.
Назначаем высоту панели
<
мм,>
где <
мм - расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху.>
Принимаем h=390 мм. Панель проектируется без промежуточных поперечных ребер.
Номинальные размеры панели
<
мм.>
Конструктивные размеры панели
<
мм.>
Назначаем ширину полки 60 мм, ширину продольных ребер 70 мм.
Конструкция и размеры панели приведены на рис. 2.1
Конструкция и размеры панели
<
Рис. 2. 1
2.2.Сбор нагрузок на перекрытие.
<
Нагрузки на 1м2 плана здания
| Вид нагрузки | Нормативные нагрузки, Н/м2 | Коэффициент надежности по нагрузки, | Расчетная нагрузка, Н/м2 |
|
1. Постоянная:
от плиточного пола =15 мм, =2 кг/м3 от слоя цементного раствора =20 мм, =2 кг/м3 собственный вес панели |
300
400 2500 |
1,1
1,3 1,1 |
330
520 2750 |
| ИТОГО | gn=3200 | g=3600 | |
|
2. Временная:
кратковременная длительная |
1500
6500 |
1,2
1,2 |
1800
7800 |
| ИТОГО | n=8 | =9600 | |
| 3. Полная |
qn=gn+ n
qn=11200 |
q=g+
q=13200 |
2.3.Материалы для панели перекрытия
Бетон тяжелый класса В30 с объемным весом 2500 Н/м3.
Расчетное сопротивление бетона сжатию Rb=17,0 Па.
Расчетное сопротивление бетона растяжению Rbt=1.30 Па.
Нормативное сопротивление бетона сжатию и растяжениюRbn(Rb,ser)=22,0 Па; Rbtn(Rbt,ser)=1,80 Па.
Коэффициент словной работы бетона b2=0,9.
Бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давление. Начальный модуль пругости бетона Eb=29,0103 Па.
Передаточная прочность бетона станавливается так, чтобы <
Напрягаемая арматура класса К - 7 натягивается механическим способом на поры. Технология изготовления панелей перекрытия агрегатно-поточная.
Расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=1100 Па. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1335 Па.
Модуль пругости арматуры Es=1,8105 Па.
Ненапрягаемая арматура в полке панели Bp-I, в ребрах - Bp-I. Es=1,7105 Па, Rs=365 Па.
Расчетное сопротивление на действие поперечной силы Rsw=265 Па.
Панель будет эксплуатироваться при влажности окружающей среды 75%.
2.4. Расчет полки панели на местный изгиб
<
Расчетный пролет полки - расстояние в свету между продольными ребрами.
<
мм =1,19 м
Расчетная схема полки
<
Рис. 2. 2
Для расчета выделяем полосу шириной 1 м. (см. рис. 1.1.). Погонная нагрузка на балку собирается с грузовой площади шириной 1 м. (см. табл. 2.1):
<
Н/м,>
где n=0,95 - коэффициент надежности по назначению здания
q1=1650 Н/м2 - собственный вес полки,
q1=h'ff=250,061,1=1650 Н/м2
Момент в середине пролета с четом возможного образования пластического шарнира
<
Нм
Расчет прочности нормальных сечений.
Ширина расчетного сечения b1=100 см, высот h'f=6 см, полезная высот сечения
<
см
Находим коэффициент m:
<
По табл. 3.1 [3] находим =0,04 и =0,98
Определяем граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона:
<
где <
- характеристика сжатой зоны бетона>
<
- напряжение в арматуре.>
<
, площадь арматуры на 1пог.м. ширины полки находим по формуле:>
<
см2
По табл. 6.22 [4] принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Вр-I d=4мм, шагом 150 мм, площадью на 1 пог.м. AS=1,01 см2. Распределительная арматура (продольная) принимается по табл. 6.2. [4], d=3 мм, шагом 200 мм.
Армирование полки панели производим в соответствии с эпюрой моментов (рис. 2.2)
Армирование полки панели
<
Рис. 2. 3
2.5. Расчет продольных ребер панели
<
<
Рис. 2. 4
Расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху:
<
м (расстояние между осями опор)>
Нагрузки собираем с грузовой площади шириной 2 м.
Нагрузки на 1 пог.м. панели:
расчетная
<
кН/м
нормативная полная
<
кН/м>
нормативная длительно действующая постоянная + длительная временная)
<
кН/м
нормативная кратковременная
<
кН/м
Изгибающие моменты в середине пролета:
от нагрузок q: <
кНм
от нагрузок qn: <
кНм
от нагрузок qne: <
кНм
от нагрузок qshn: <
кНм
Поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки
<
кН
Приведенное сечение панели - тавровое с полкой в сжатой зоне.
<
<
Рис. 2. 5
Ширина ребра приведенного сечения равна суммарной продольных ребер панели. Средняя ширина продольных ребер (70+80)/2=75 мм.
<
- в расчет вводится вся полка>
<
135 см.>
2.6 Расчет прочности нормальных сечений
Определяем положение нейтральной оси:
Момент, воспринимаемый полкой:
<
кНм
<
— нейтральная ось проходит в полке.>
Расчет ведем как для прямоугольного сечения <
135 см.>
Назначаем величину предварительного напряжения <
Па.>
Проверяем соблюдение словий
<
<
Па
<
Па
Условия выполняются.
Предельное отклонение предварительного напряжения <
Коэффициент прочности натяжения арматуры при благоприятном действии предварительного напряжения:
<
Величина предварительного напряжения с четом точности натяжения арматуры:
<
Па
Подбор продольно напрягаемой арматуры
Определяем коэффициент
<
По табл. 3.1 [3] находим =0,042 и =0,979. Граничная относительная высот сжатой зоны бетона
<
где <
Па.>
Здесь <
с четом потерь предварительного напряжения: 
Па
<
Площадь напрягаемой арматуры
<
где <
— коэффициент, учитывающий работу высокопрочной арматуры выше словного предела текучести.>
<
где <
=1,15>
<
Принимаем <
=1,15. Тогда>
<
см2
По приложению 2[1] принимаем 2 d15 К - 7
<
см2
2,46 см2
Расчетное сопротивление арматуры К - 7 d15 растяжению Rs=1080 Па. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1295 Па.
Модуль пругости арматуры Es=1,8105 Па.
Величина предварительного напряжения <
Па
Напрягаемую арматуру размещаем в растянутой зоне продольных ребер панели по одному стержню в каждом ребре.
2.7 Расчет прочности наклонных сечений
Проверяем прочность панели на действие наклонных сжимающих силий:
<
где <
— коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры.>
<
,>
где <
<
— коэффициент армирование поперечной арматуры.>
По конструктивным требованиям на приопорных частках:
<
см
<
см
Принимаем поперечные стержни из стали класса Вр-I диаметром 4 мм и шагом на приопорных частках 15 см. Поперечная арматура объединяется в каркасы и располагается в продольных ребрах панели. Количество каркасов в поперечном сечении равно двум.
<
см2
<
<
<
<
кН
Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.
Влияние свесов сжатых полок
<
Влияние силий обжатия
<
<
<1,5>
Вычисляем
<
Нсм=66,4 кНм
В расчетном наклонном сечении
<
м > 
м
Принимаем С=72 см
Тогда сила, воспринимаемая бетоном:
<
Н=92,2 кН>73,8 кН расчет поперечной арматуры не нужен.>
В средней части пролета <
см
<
см. Принимаем S=30 см.
Армирование продольного ребра
<
Рис. 2. 6
<
<
— для арматуры К-7>
Площадь приведенного сечения (см. рис. 2.5)
<
<
см2
Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:
<
<
см3
Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:
<
см
Момент инерции сечения относительно центра тяжести:
<
<
Момент сопротивления по нижней зоне:
<
см3
То же по верхней зоне:
<
см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки:
<
см
То же до нижней ядровой точки:
<
см
<
Упругопластический момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне:
<
см3
где <
— коэффициент, зависящий от формы поперечного сечения. Для таврового сечения с полкой в сжатой зоне 
=1,75.>
В стадии изготовления
<
здесь <
=1,5 для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при>
<
и 
2.9 Определяем потери предварительного напряжения
Потери от релаксации напряжений в арматуре
<
Па
Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и порами <
, так как при пропаривание форма с порами нагревается вместе с изделием.>
Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных стройств:
<
Па
Потери от трения об огибающие приспособления <
, т.к. напрягаемая арматура прямолинейна и трение отсутствует.>
Потери от деформации стальных форм <
Па
Предварительное напряжение с четом вычисленных потерь
<
Па
Усилие обжатия с четом потери <
:>
<
Н
Эксцентриситет силия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения
<
Напряжение в бетоне при обжатие
<
Передаточная прочность бетона из словия <
:>
<
Па
<
. Принимаем
Определяем сжимающие напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры с четом изгибающего момента о веса плиты
<
Нм=14,37 кНм
<
<
Потери <
от быстронатекающий ползучести:>
<
Первые потери: <
Па
Усилие обжатия с четом первых потерь
<
Н=227,4 кН
Напряжение в бетоне при обжатие с четом первых потерь
<
Тогда <
Потери от садки бетона <
Па
Потери от ползучести бетона
<
Па
Вторые потери: <
Па
Полные потери: <
Па > 100 Па, т.е. больше становленного минимального значения потерь. Принимаем 
Па
Усилие обжатия с четом полных потерь
<
Н=198,7 кН
2.10 Расчет по образованию трещин
Конструкция относится к третьей категории трещиностойкости (табл. 2.2 [3]). Расчет ведется на нормативные нагрузки
Момент трещинообразования
<
,>
где <
ядровый момент силий обжатия.>
При <
Нсм =51 кНм
<
Нсм = 66,9 кНм
<
в растянутой зоне образуются трещины.>
2.11 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси
Расчет производим при <
. По табл. 2.1[3] предельная ширина раскрытия трещин:>
Непродолжительная <
=0,3, продолжительная 
=0,2 мм.>
Приращение напряжений в раскрытой арматуре от постоянной и длительной временной нагрузки
<
где <
см плечо внутренней пары сил;>
<
см3 момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.>
<
Па
<
<
Па
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки
<
,>
где <
<0,02 коэффициент армирования сечения продольной арматурой;>
<
для изгибаемых элементов>
<
для канатов>
<
коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки;>
<
диаметр продольной арматуры, мм.>
<
мм
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия длительной нагрузки
<
мм
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия длительной нагрузки
<
мм
<
Непродолжительная ширина раскрытия трещин
<
мм
<
2.12 Расчет прогиба плиты
Предельный прогиб по табл. 2.3[3] <
см.>
Прогиб определяем от длительных нагрузок с четом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен <
кНм. Продольная сила 
Н.>
Эксцентриситет
<
см
<
Коэффициент, характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры между трещинами
<
где <
при длительном действии нагрузки;>
<
Вычисляем кривизну оси при изгибе
<
где <
коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна на частке с трещинами;>
<
при длительном действии нагрузки, характеризует пругопластическое состояние бетона сжатой зоны;>
<
см2.>
<
Прогиб в середине пролета
<
Таким образом, панель перекрытия довлетворяет расчету по первой второй группам предельных состояний.
3 Расчет сборного однопролетного ригеля перекрытия
<
Ригель среднего ряда рассчитывается на действие равномерно распределенной нагрузки как однопролетная балка с шарнирным опиранием на консоли колонн (см. рис. 3.1). Расчетный пролет ригеля расстояние между осями опор.
<
м
где 0,5 зазор между торцом ригеля и гранью колонны, м;
0,4 ширина сечения колонны, м;
0,2 площадка опирания ригеля на консоль, м.
Расчетная схема
<
Рис. 3. 1
Высот <
мм
Ширина <
мм
3.2 Сбор нагрузок
Нагрузки на ригель собираются с грузовой площади шириной 6 м. (см. рис. 1.1)
Постоянная нагрузка:
От веса пола и панели (см. табл. 2.1):
<
Н/м
от собственного веса ригеля:
<
Н/м
Временная нагрузка (см. табл. 2.1):
<
Н/м
Полная нагрузка:
<
Н/м
3.3 Определение расчетных силий
<
<
Нм
Поперечная сила на опоре
<
Н
3.4 Характеристики материалов
Бетон тяжелый класса В 20
<
Па,
Па,
, 
Па
Продольная арматура класса А <
Па
3.5 Проверка достаточности размеров ригеля
<
где <
<
По табл. 3.1[3] определяем <
Рабочая высота
<
м = 43 см
Полная высот <
м
Принимаем высоту ригеля 0,5 м.
3.6 Расчет прочности нормальных сечений
<
<
<
По табл. 3.1[3] определяем <
Требуемая площадь рабочей арматуры
<
см2
Принимаем два ряда продольных стержней: нижний 2 d25 А- (As=9,82 см2), верхний 2 d22 А- (As=7,6 см2)
3.7 Расчет прочности наклонных сечений
<
При высоте ригеля <
м на приопорных частках принимаем шаг 
см,>
<
см
Назначаем шаг <
мм, диаметр поперечной арматуры определяем из силий свариваемости с продольной арматурой>
<
мм
Принимаем диаметр поперечной арматуры 6 мм. класс А-I.
Так как <
мм. принимаем по ширине ригеля 2 каркаса>
<
см2
Проверяем прочность по наклонной сжатой полосе
<
,>
где <
<
<
<
<
словие выполняется, 
прочность обеспечена.>
Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры
<
<
словие не выполняется, 
необходим расчет поперечной арматуры.>
Задаемся величиной проекции наклонной трещины
<
м
Определяем погонное силие, воспринимаемое поперечными стержнями:
<
Н/м
Необходимое словие
<
<
Н/м
Невыгодная проекция наклонной трещины
<
м
Принимаем <
(минимальное из трех значений:
,
, 
)>
Проверяем прочность наклонных сечений
<
<
где <
сила, воспринимаемая бетоном;>
<
сила, воспринимаемая хомутами.>
<
Н
<
Н
<
Условие выполняется <
прочность наклонных сечений обеспечена.>
В средней части пролета шаг хомутов величиваем до <
см при словиях
см и 
м
Армирование ригеля
<
Рис. 3. 2
3.8 Конструирование арматуры ригеля
<
<
Рис. 3. 3
Обрываем верхний ряд стержней. Определяем момент, который воспринимают оставшиеся стержни:
<
<
По табл. 3.1[3] определяем <
<
Н
Определяем момент, воспринимаемый всей арматурой:
<
<
По табл. 3.1[3] определяем <
<
Н
Определяем расстояние до точек теоретического обрыва верхнего ряда стержней <
. Изгибающий момент на расстояние 
от опоры.>
<
<
<
<
<
; 
точки теоретического обрыва верхнего ряда арматурных стержней.>
Стержни заводятся за точки теоретического обрыва на величину <
:>
<
<
где <
поперечная сила в точке теоретического обрыва;>
<
интенсивность наружного армирования в точке теоретического обрыва>
<
диаметр обрываемого стержня (
мм)>
<
Н
<
Н/м
<
м
<
м
Назначаем <
м
Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q представлены на рис.3.4
Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q
<
Рис. 3. 4
<
4.1 Данные для проектирования
Бетон класса В 20, продольная арматура класса А -, поперечная арматура класса А - I, высот этажа h = 4,2 м, количество этажей n = 5. Район строительства - г. Оренбург (3 район по весу снегового покрова <
[2]). Расчетная нагрузка от веса кровли 1,5 кН/м2.
4.2 Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа
Нагрузки собираются с грузовой площади <
(см. рис. 1.1)>
<
Нагрузки от перекрытия
от веса пола и панели перекрытия
<
Н
от веса ригеля перекрытия
<
Н
Итого: <
Н
Временная:
длительная <
Н
кратковременная <
Н
Нагрузки от покрытия
Постоянная:
от веса кровли и панели перекрытия
<
Н
Итого: <
Н
Временная (снеговая):
длительная <
Н
кратковременная Р4 =7001,433,60,95= 31281,6 Н.
1,4 коэффициент надежности
Собственный вес колонны первого этажа размером <
(обрез фундамента находится на отметке 0,6 м)>
<
Н
Собственный вес колонны средних этажей
<
Н
<
4.3 Определение силий в колонне
Усилия от постоянной нагрузки:
<
Усилия от длительно действующей временной нагрузки на перекрытие:
<
Н
Усилие от кратковременной нагрузки на перекрытие
<
Н
Усилие от длительно действующей снеговой нагрузки: Р3 = 17875,2 Н
Усилие от кратковременной снеговой нагрузки: Р4 =31281,6 Н.
Составляем основные сочетания нагрузок. Основное сочетание первой группы(постоянная, длительная, кратковременная )
<
N = 717560+995904+17875,2+31281,6 = 1762620,8 Н.
Основные сочетания второй группы (постоянные, длительные, две кратковременные с коэффициентом сочетания 0,9):
N = 717560+995904+17875+(229824+31281,6)0,9= 1966334,04 Н.
Максимальное силие в колонне N = 1966334,04 Н, в том числе длительно действующие
Ne = 717560+ <
+17875,2 = 1731339,2 Н.>
4.4 Расчетная длина колонны
<
м
4.5 Гибкость колонны
<
4.6 Подбор продольной арматуры
Так как армирование и сечение колонны симметричны, арматура класса А - и =12<20, расчет можно выполнять на словное центральное сжатие.
Площадь продольной арматуры находим из словия прочности:
<
где m - коэффициент словия работы,
m = 1; при h>20 см;
коэффициент, учитывающий гибкость, длительность загружения и характер армирования:
Задаем в первом приближение коэффициент <
>
<
<
см2
Принимаем 4 d=18 A (<
см2)>
Проверяем коэффициент армирования
<
<
Уточняем коэффициент <
Определяем <
и
по табл. 26[6] в зависимости от
и 
<
<
Окончательный подбор арматуры
<
Принимаем 4 d=20 A (<
см2)>
Проверяем коэффициент армирования
<
<
Поперечную арматуру принимаем конструктивно. A I с d6 мм шаг хомутов <
и 
<
Армирование колонны
<
Рис. 4 1
4.7 Расчет консоли колонны
Принимаем длину опорной площадки <
.>
<
где <
коэффициент, учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль.>
<
<
Вылет консоли <
м
<
м
Принимаем <
м
Высот консоли у свободного края
<
<
м
Консоль короткая, т.к. <
м
Проверяем высоту сечения короткой консоли
<
<
<
<
Высот сечения короткой консоли довлетворяет требованиям прочности, т.к. все словия выполнены.
Изгибающий момент в консоли
<
Н
Требуемая площадь продольной арматуры
<
см2
<
Принимаем 2 d=16 A (<
см2)>
Поперечное армирование принимаем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями
Отогнутые стержни принимаем конструктивно 2 d=10 A (<
см2) >
Хомуты принимаем d6 A I с <
мм2,>
<
см 
см
Окончательно принимаем шаг хомутов <
мм
Армирование консоли показано на рис. 4.2
Армирование консоли
<
Рис. 4 2
5 Расчет фундамента под среднюю колонну
5.1 Данные для проектирования
Бетон тяжелый класса В20 <
, 
;>
Арматура A , <
Глубина заложения фундамента <
Средний дельный вес материала фундамента и грунта на его ступах <
Условное расчетное сопротивление грунта <
5.2 Определение размеров подошвы фундамента
<
Н
где <
коэффициент надежности по нагрузке>
Заделка колонны в фундамент
<
см
Из словий анкеровки рабочей арматуры в теле фундамента
<
мм
принимаем 600 мм
5.3 Высот фундамента
<
Исходя из продавливания считаем рабочую высоту фундамента
<
<
м
<
Н/м2
<
м2
<
м
Принимаем <
(кратно 100 мм)>
<
мм
<
Принимаем двухступенчатый фундамент. <
мм
<
Проверяем отвечает ли рабочая высот нижней ступени фундамента словию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении для единицы ширины этого сечения.
<
<
Н
<
<
мм
<
Н словие выполняется>
Фундамент средней колонны
<
Рис. 5. 1
<
<
Прочность фундамента на продавливание определяется по поверхности пирамиды под глом 450 к грани колонны на отметке верха фундамента.>
Условие продавливания:
<
где <
продавливающая сила;>
<
среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.>
<
Н
где <
площадь основания пирамиды продавливания.>
<
<
Н словие против продавливания выполняется.>
5.5 Расчет арматуры фундамента
Поперечные силия определяются в сечениях I I и II II, как в консолях с защемленным концом:
<
<
Нм
<
Нм
Требуемая площадь сечения фундамента:
<
см2
Принимаем сварную сетку, состоящую из 10 стержней d12 А-(<
мм2) с шагом 200 мм 
мм2 (см. рис. 5.2)>
Армирование фундамента
<
Рис. 5. 2
<
В ходе работы над проектом было выполнено:
1. расчет и конструирование сборной предварительно напряженной железобетонной панели перекрытия;
2. расчет и конструирование сборного железобетонного однопролетного ригеля перекрытия;
3. расчет и конструирование железобетонной колонны и фундамента среднего ряда.
Список использованных источников
<
Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ под ред. А.Б. Голышева. К.: Будiвельник, 1985. 1а496 с.
Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. М.: Стройиздат, 1985. 352 с.
Зайцев Ю.В. Строительные конструкции заводского изготовления. М.: Высш.шк., 1987 352 с.
Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к НиП 2.03.01 84). ЧI II/ЦНИИ промзданий Госстрой Р, НИИЖБ Госстроя Р. М.: ЦИТП Госстроя Р, 1988. 192 с. 144 с.
Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к НиП 2.03.01 84)/ЦНИИ промзданий Госстроя Р, НИИЖБ Госстроя Р. М.: ЦИТП Госстроя З, 1989. 192 с.
Кафедра СК
33
Листов
Стадия
С.В. Рожнев
Студент
Г.В. Коваленко
Руковод.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
3
Лист
Дата
Подпись
№ док.
Кол. ч
Изм.
КП
2906 СК 00 КР 00 ПЗ
4
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КР 00 ПЗ
5
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КР 00 ПЗ
6
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
7
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
8
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
9
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
10
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
11
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
12
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
13
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
14
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
15
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
16
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
17
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
18
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
19
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
20
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
21
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
22
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
23
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
24
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
25
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
26
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
27
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
28
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
29
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
30
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
31
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
32
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.
2906 СК 00 КП 00 ПЗ
33
Лист
Дата
Подпись
Лист № док.
Кол. ч
Изм.