Проектирование многоэтажного здания

1. Расчет многопустотной плиты перекрытия.

Составим расчетную схему плиты перекрытия:

ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн

ℓк = 4000-2Ч15=3970мм ℓ_К– конструктивная длина элемента

ℓр = 3970-120=3850мм ℓр– расчетная размер элемента

1.1 Сбор нагрузок на панель перекрытия.

1.2 Определение нагрузок и усилий.

1.2.1 Определение нагрузок, действующих на 1 погонный метр.

Полная нормативная нагрузка:

q^н=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´ℓ²_P´γ_n34.734Ч3.85²Ч0.95

8 = 8 = 61137 Н/м

коэффициент запаса прочности γ_n=0.95

М^н= qЧℓ²_PЧγ_n 27.6Ч3.85²Ч0.95

8 = 8 = 48580 Н/м

Q^н= qЧℓ_PЧγ_n = 27.6Ч3.85Ч0.95

2 2 = 50473 Н/м

Q= qЧℓ_PЧγ_n= 34.734Ч3.85Ч0.95 = 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

h_n = h_n^'=h-h₁/2=22-14.3/2=3.85мм(высота полки)

b_n^¢=1600-2´15=1570

b = b_n^¢-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[RвY_nВ_nh_n(h₀20.5h_n)=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:

a_м = м = 61137 = 0.11

Rв´в¢_n´h₀²´g_В 17.0´157´19²´0.9

Х – высота сжатой зоны бетона

Х = ξ Ч h₀

ξ– коэффициент берется по таблице

ξ_S = 0.945

ξ = 0.104

Х = 0.104Ч 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

R_S = 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали класса А-III )

А_S= М = 61137 = 9.45 см²

R_S´ξ_SЧ h₀ 360 Ч 0.945 Ч 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 ´g_we ´g_be ´g_b ´ b ´ h₀, где

g_we=1- для тяжелого бетона;

b =0.01- для тяжелых бетонов.

g_be=1-b´g_b ´ R_b = 1– 0.01Ч 0.9 Ч 17.0 = 1.51

45849 ≤ 0.3Ч1Ч 1.51Ч0.9Ч21.2Ч1900Ч17.0 = 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£Q_В+Q_SW

Q- поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой;

Q_SW- сумма осевых усилий в поперечных стержнях, пересекаемых наклонным сечением;

Q- поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции и нагрузки;

Q_B=М_B/с

g_b2=2; g₁=0.4

R_bt- расчет напряжения на растяжение

R_bt=1.2 мПа для бетона класса В30:

М_B=g_b2´(1+g_f ) ´ R_bt ´ b ´ h²₀= 2 Ч (1+0.4)Ч1.2Ч21.2Ч19² =25714

С=√М_В = √ 25714 = 2.7

q 34.73

Q_B = 25714/2.7 = 95237

R_SW = 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение

Q_SW= q_SW Ч C₀

q_SW= R_SWЧA_SW

S

R_SW— расчетное сопротивление стали на растяжение

А_SW — площадь хомутов в одной плоскости

S — шаг поперечных стержней

q_SW= 360 Ч 0.85 Ч(100) = 30600 Н/м

0.1

С₀=√ M_B = √ 61137 = 1.41 м

q_SW 30600

Q_SW = q_SWЧC₀ = 30600 Ч 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента по наклонному сечению выполняется.

Q ≤ Q_B+Q_SW

63519 ≤ 95237 + 43146

63519 ≤ 138383 — условие прочности выполняется, сечение подобрано правильно

1.6 Расчет панели перекрытия по прогибам

Прогиб в элементе должен удовлетворять условию:

ѓ_max=[ѓ]

ѓ – предельно допустимый прогиб

ѓ = 2 (для 4 метров )

1 кривизна панели в середине пролета

γ_С

1 = 1 М_ДЛ – R_2ДЛ Ч h² Ч b Ч1.8

γ_С Еа Ч А_С Ч h²₀ Ч R_1ДЛ

Еа— модуль упругости стали (Е_а=2.1Ч10⁵мПа)

А_S=9.45см²

М_ДЛ = q Ч ℓ² Ч γ_n = 6.11 Ч 3.85²Ч0.95 = 10754Нм

8 8

Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150Ч150

Для определения R_ДЛ найдем коэффициент армирования:

γ = (b΄_n–b)h_n = ( 157–14.69)Ч 3.8 = 1.96

bЧh₀ 14.69 Ч 19

Е_b— модуль тяжести бетона, равный 30000

μЧα = A_SЧEа = 9.45Ч 2.1 Ч 10⁵ = 2.37

bЧh₀ЧE_b 14.69Ч19Ч30000

R_1ДЛ=0.34; R_2ДЛ=0.28

1 1 10754–0.28Ч22²Ч14.69Ч1.8 = 2.9 Ч 10^–5см^–1

γ_С = 2.1Ч10⁵Ч9.45Ч19² Ч 0.34

ѓ_max= 5 Ч ℓ²_P = 5 Ч 3.85 Ч 2.9 Ч 10^–5= 1.16см

48 γC 48

ѓ_max≤ 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 Ч H=0.7Ч (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа

где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент;

Задаем сечение (колонну) равную

hЧ b=35 Ч 35

h_K Ч b_K=35 Ч 35см=0.35 Ч 0.35м

ℓ = 4м; b = 6м; А_ГР = 4Ч6 =24м²

h_Р = b Ч 0.1 = 4Ч0.1=0.4м — высота ригеля;

b_Р = 0.4Ч h_Р=0.4Ч0.4 = 0.16м — ширина ригеля;

m_P= h_PЧ b_РЧр = 0.4Ч0.16Ч2500= 160 кг — масса на один погонный метр;

М = 160/6= 60кг — на один квадратный метр;

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

h_K 35

8.2>4 значит, при расчете необходимо учитывать случайный эксцентриситет

ℓ_СЛ = h_К = 35 =1.16см

30 30

ℓ/600 = 287/600 = 0.48

ℓ_СЛ≥ℓ/600
1.16 ≥ 0.48

Принимаем наибольшее, если=1.16см.

Рассчитанная длинна колонны ℓ₀=3.22см, это меньше чем 20Чh_K,

следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

А_S = N – A_B Ч R_bЧγ_b

φ Ч R_S R_S

φ=φ_B+2Ч(φ_E +φ_B)Чα

φ_E и φ_В – берем из таблицы

φ_ℓ=0.91

φ_B=0.915

α= μЧ R_S = 0.01Ч 360 = 0.24

R_BЧγ_B 17.0Ч0.9

N_ДЛ/N=2743/3504=0.78

ℓ₀/h=2.87/35=8.2

φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.24 = 0.22

Проверяем коэффициент способности

N_СЕЧ = φ(R_bA_BЧγ_B+A_SR_S)= 0.22(17.0Ч0.01Ч0.9+41.24Ч360)= 4997

Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше 10%

N = 4997000 – 3504000 Ч 100% = 4.2 %

3504000

4.2 %<5 % — условие выполняется

A_S= 3504000 17.0Ч0.9

0.9Ч360Ч100 35Ч35Ч 360 = 41.24см²

Возьмем пять стержней диаметром 32 мм,

A_S = 42.02см

М = А_S = 42.02 Ч 100% = 3.40%

A_БЕТ 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

h_K 35 учитывать случайный эксцентриситет

ℓ_СЛ = h_K/30=35/30=1.16см

ℓ_СЛ ≥ ℓ = 287 = 0.47

600 600

ℓ — высота колонны

Принимаем наибольшее, значение если =1.16см

Рассчитанная длина колонны ℓ₀=287см, это меньше чем 20Чh_К, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

A_S = N R_bЧ γ_В

φЧR_S A_B Ч R_S

φ= φ_В+2 Ч (φ_Е– φ_B)Чα

α= МЧR_S = 0.01Ч 360 = 0.23

R_BЧγ_B17.0Ч0.9

φ_E и φ_В – берем из таблицы

N_ДЛ/N = 2235/2850 = 0.82

ℓ₀/h = 287/35=8.2

φ_E = 0.91

φ_B = 0.915

φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.22 = 0.20

А_S= 285000 35Ч35 Ч 17.0Ч0.9 = 43.26 см²

0.9Ч360Ч100 360

Возьмем семь стержней диаметром 28мм,

А_S= 43.20см

М = А_S = 43.20 Ч 100%= 3.3%

A_БЕТ 1225

Проверка экономии:

N_CЕЧ = φЧ (R_ВЧγ_ΒЧA_БЕТ +A_SЧR_S) = 0.87Ч(17.0Ч0.9Ч1225Ч100+43.20Ч360Ч100)=2983621 кН

Проверяем процентное расхождение

2983621 – 2850000 Ч 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 N_СТ=N₂=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие :

N ≤ R_ПРЧF_СМ

R_ПР – приведенная призменная площадь бетона;

F_СМ – 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,

R_СВАРКИ =210мПа

Назначаем размеры центрирующей прокладки

С₁ = C ₂ = b_K = 350 = 117мм

3 3

Принимаем прокладку 117Ч117Ч5мм.

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.

N_CТ = N_Ш + Nп

Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы

N_Ш = N_СТ Ч F_Ш

F_K

F_Ш – площадь по контакту сварного шва;

F_K – площадь контакта;

F_K= F_Ш + F_П

F= 2 Ч 2.5 Ч δ Ч (h₁+в₁–5δ)=2 Ч 2.5 Ч 1.4 Ч (35 + 35–5 Ч 1.4) = 504 см²

F_П = (C₁+3δ) Ч (C₂+3δ ) = (11.7+3Ч1.4) Ч (11.7+3 Ч 1.4) = 252.81см²

F_K = 504+252.81= 756.81см²

N_Ш = (2850Ч504) / 756.81 = 1897 кН

N_П = N_CТ –N_Ш = 2850–1897 = 953 кН

Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов

ℓ_Ш = 4 Ч (b₁–1) = 4 Ч (35–1) = 136см

h^треб_ш = N_Ш = 1897000 = 0.66см

ℓ_Ш Ч R^СВ 136 Ч 210 Ч (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 Ш 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50Ч50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы:

1) Коэффициент насыщения сетками:

M^C_K = 2Чf_a = 2Ч0.283 = 0.023

аЧS 4Ч6

f_a— площадь 1-ого арматурного стержня

а — количество сеток

2) Коэффициент

α_C= M^C_KЧ R_a = 0.23Ч360 = 5.7

R_bЧ m _b 17.0Ч0.85

Коэффициент эффективности армирования

К = 5 + α_С = 5 + 5.7 = 1.12

1 + 1.5α_С 1 + 8.55

N_СТ ≤ R_ПРЧF_CМ

R_ПР=R_bЧm_bЧγ_b+kЧM^C_KЧR_aЧγ_K

γb= ³√ F_К = ³√ 1225 = 1.26

F_СМ 756.81

γ_К= 4.5 – 3.5 Ч F_CM = 4.5 – 3.5 Ч 756.81 = 1.55

F_Я 900

R_ПР=17.0Ч 0.85 Ч1.26 + 1.12 Ч 0.023 Ч 360 Ч1.55 = 2617 мПа

2850 ≤ 2617Ч 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= qЧℓ = 22.396 Ч4 Ч 6 = 268.75 кH

2 2

Определим линейный вылет консоли:

ℓ_КН = Q = 223960 = 9.6 см

b_PЧ R_bЧ m_b 16 Ч 17.0 Ч (100) Ч 0.85

С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см,

ℓ_К=ℓ_КН + 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Þ ℓ_КН=15см

ℓ_КН=15см (округлили)

Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия:

Q ≤ 1.25 Ч К₃ Ч K₄ Ч R_bt Ч b_k Ч h²₀

а

а ― приведенная длина консоли

h₀ ≤ Q

2.5 Ч R_btЧ b_К Ч γ_b— максимальная высота колонны

h₀ ≤ Q

2.5 Ч R_btЧ b_К Ч γ_b— максимальная высота колонны

h₀ ≥√ QЧ a минимальная высота

1.25ЧK₃ЧK₄ЧR_btЧb_KЧγ_b

а=b_K Q = 15 223960 = 22.14 см

2Чb_KЧR_bЧm_b 2 Ч 35Ч17.0Ч (100)Ч0.85

h_{0 MAX} ≤ 223960 = 24 см

2.5 Ч1.2 Ч (100)Ч5 Ч 0.85

h_{0 MIN} =√ 223960Ч22.14 = 18 см

1.25Ч1.2Ч1Ч1.2(100)Ч3.5Ч0.85

Принимаем высоту h = 25см ― высота консоли. Определяем высоту уступа свободного конца консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45°

h₁=h–ℓ_КЧtgα = 25– 15Ч 1=10см

h₁ > ⅓ h

10 > 8.3 условие выполняется

2.6 Расчет армирования консоли.

Определяем расчетный изгибающий момент:

М=1.25 Ч Q Ч (b_K– Q )= 1.25ЧQЧ a= 1.25 Ч 223960 Ч 22.14 = 61.98 к

2 Ч b Ч Rb Ч m _b

Определим коэффициент A_O :

А₀ = М = 6198093 = 0.12

R_bЧ m_b Ч b_K Ч h²₀ 17.0 Ч 0.85 Ч 35 Ч32² Ч100

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 Ч h₀ Ч R_S 0.113Ч32 Ч 360 Ч 100

Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру :

F_a = 0.002 Ч b_K Ч h₀ = 0.002 Ч 35 Ч 32 = 2.24 см²

Определяем арматуру F_a = 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 :

∑ N_1ЭТАЖА =3504 кН

bЧh = 35Ч35

Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле :

N^H = N₁ = 3504/1.2 = 2950 кН

h_СР

где h_СР — средний коэффициент нагрузки

Определяем требуемую площадь фундамента

F^TP_Ф = N^H = 2950000 = 7.28 м²

R₀ – γ_СР Ч h_ѓ 0.5 Ч10⁶ – 20 Ч 10³Ч 2

γ_СР — средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м³

а_{СТОРОНА ФУНДАМЕНТА} =√F^СР_Ф = √ 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:

σ_ГР = N₁ = 3504 481.3 кН/м²

F_Ф 7.28

σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ N₁ h_K + b_K

0.75 Ч R_bt Ч σ_TP 4

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см

0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4

М_{0 MIN} = h_{0 MIN} + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м

Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч h_K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ N₁ h_K + b_K

0.75 Ч R_bt Ч σ_TP 4

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см

0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4

М_{0 MIN} = h_{0 MIN} + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м

Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч h_K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см

Из конструктивных соображений, из условий жесткого защемления колонны в стакане высоту фундамента принимаем :

Н₃ = h_СТ + 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 Ч σ_ГР Ч (а – h_K – 2 Ч h₀) = 0.5 Ч 48.13 Ч (250 – 35 – 2Ч94 ) = 6.04 см

√ 2ЧR_btЧσ_ГР √2Ч1.2 Ч 48.13 Ч (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 Ч R_bt Ч h₀ Ч b_CP

b_CP — среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h₀

b_СР = 4Ч (h_К +h₀) = 4 Ч (35 +94)= 516 cм

P = N₁ – F_ОСН Ч σ_ГР = 3504 Ч 10³ – 49.7 Ч 10³ Ч 48.13 = 111.2 кН

0.75 Ч 1.2 Ч (100) Ч 94 Ч 516 = 4365.1 кН.

Расчет арматуры фундамента. При расчете арматуры в фундаменте за расчетный момент принимаем изгибающий момент по сечением соответствующим уступам фундамента.

M_I = 0.125 Ч Р Ч (а–а₁)² Ч b = 0.125Ч111.2Ч(2.5– 1.7)² Ч 2.4 = 5337 кН

M_II = 0.125 Ч Р Ч (а–а₂)² Ч b = 3755 кН

М_III =0.125 Ч Р Ч (а–а₃)² Ч b = 1425 кН

Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента :

F_aℓ = М_I = 5337 = 17.52 см²

0.9 Ч h ЧR_S 0.9 Ч 0.94 Ч 360

F_aℓ = М_II= 3755 = 12.32 см²

0.9 Ч h Ч R_S 0.9 Ч0.94 Ч 360

F_aℓ = М_III = 1425 = 4.72 см²

0.9Чh₀ЧR_S 0.9 Ч 0.94 Ч 360

Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%)

M₁ = 17.52 Ч 100 % = 0.53%

35 Ч 94

M₁ = 12.32 Ч 100 % = 0.37%

35 Ч 94

M₁ = 4.72 Ч 100 % = 0.14%

35 Ч 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