Проектирование сборного междуэтажного железобетонного перекрытия

Здание торгового зала четырехэтажное с неполным железобетонным каркасом с кирпичными стенами. Расстояние в свету между стенами 16,5х29,5 м, высота этажа 3.3 м. Нормативная нагрузка 4,6кПа, в том числе длительная нагрузка 2,1 кПа. Коэффициент надежности по нагрузке ɣf=1.2. Коэффициент надежности по назначению здания ɣn=1.0. Плиты многопустотные с круглыми пустотами. Класс бетона балок В20. Класс арматуры A 300. Влажность воздуха выше 40%. ...

1. РАЗБИВКА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ И ВЫБОР ОПТИМАЛЬНОГО 1
ВАРИАНТА 1
1.1. Исходные данные для проектирования 1
1.2. Варианты разбивки балочной клетки 1
1.3. Расчет вариантов 2
1.4. Сравнение вариантов 4
2. РАСЧЕТ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ ПЛИТЫ С 6
КРУГЛЫМИ ПУСТОТАМИ 6
2.1. Исходные данные, характеристика материалов и технология 6
изготовления плиты 6
2.2. Назначение основных размеров плиты 6
2.3. Расчет по 1-ой группе предельных состояний 7
3. РАСЧЕТ РИГЕЛЯ ПЕРЕКРЫТИЯ. 23
3.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. 23
3.2. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЁТА. 24
3.3. СБОР НАГРУЗОК НА ПОГОННЫЙ МЕТР РИГЕЛЯ 24
3.4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ 25
3.5. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРЫ 28
3.6. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ РИГЕЛЯ ПО СЕЧЕНИЯМ, НАКЛОННЫМ К ПРОДОЛЬНОЙ ОСИ 34
3.7. ПОСТРОЕНИЕ ЭПЮРЫ МАТЕРИАЛОВ И ОПРЕДЕЛЕНИЕ МЕСТА ОБРЫВА СТЕРЖНЕЙ ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРЫ 39
3.8. СТЫК РИГЕЛЯ У КОЛОННЫ 45
4. РАСЧЕТ КОЛОННЫ 46
4.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ 46
4.2. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ 46
4.3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СРЕДНЕЙ КОЛОННЕ НИЖНЕГО ЭТАЖА 46
4.4. ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫЙ ПОДБОР СЕЧЕНИЯ АРМАТУРЫ 47
4.6. РАСЧЕТ КОНСОЛИ КОЛОННЫ 52
4.7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТЫКА КОЛОННЫ 55
5. РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТА 56
5.1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ 56
5.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ, ПОЛНОЙ ВЫСОТЫ И ВЫСОТЫ СТУПЕНЕЙ ФУНДАМЕНТА 57
5.3. РАСЧЕТ АРМАТУРЫ ПЛИТЫ ФУНДАМЕНТА 58
5.4. РАСЧЁТ АРМАТУРЫ ПОДКОЛОННИКА 59
5.5. ПРОВЕРКА ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТА НА РАСКРЫТИЕ ТРЕЩИН 59
Список литературы 6

Введение не предусмотрено, чертежи есть, но не прикрепляются.

7. – Развитие напряжений в продольной арматуреДлина зоны передачи напряжений равна:.Определение нормальных напряжений в бетоне от внешней нагрузки и усилия предварительного обжатия на уровне центра тяжести (у=0).Определение касательных напряжений в бетоне от внешней нагрузки:Значение главных напряжений (растягивающих и сжимающих в бетоне). Определение коэффициента влияния двухосного сложного напряженного состояния на прочность бетона.В сечении 2-2:Принимаем .В сечении 1-1:Принимаем .Проверка образования трещин наклонных к продольной оси элемента производится из условия:В сечении 1-1 - трещин нет.В сечении 2-2 - трещин нет.2.4.4. Определение прогиба плиты при отсутствии трещин под эксплуатационной нагрузкойОпределение кривизны от кратковременной нагрузки (2 кН/м2): где изгибающий момент от временной нагрузки: коэффициент, учитывающий влияние кратковременной ползучести бетона. Определение кривизны от постоянной и длительных нагрузок (5,8 кН/м2): где Определение кривизны, обусловленной выгибом элемента от кратковременного обжатия:Определение кривизны, обусловленной выгибом элемента вследствие усадки и ползучести бетона от предварительного обжатия:,где и - относительные деформации бетона от усадки и ползучести, сил предварительного обжатия соответственно на уровне растянутой арматуры и крайнего сжатого волокна бетона. принимается численно равным сумме потерь предварительного напряжения от усадки и ползучести бетона; - то же для напрягаемой арматуры, если бы она имелась на уровне крайнего сжатого волокна бетона (так как в данном случае верхняя зона от предварительного обжатия растянута, то ползучести бетона нет и ).Прогиб будет равен:Допустимый прогиб при пролетах не более 6 м равен Тогда Это соответствует требованиям СНиП 2.03.01 – 84* Бетонные и железобетонные конструкции.3. РАСЧЕТ РИГЕЛЯ ПЕРЕКРЫТИЯ.3.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ.В здании с неполным каркасом ригель представляет собой неразрезную балку, шарнирно опертую на стены и на промежуточные колонны. Нагрузка считается равномерно распределенной. Изгибающие моменты и поперечные силы определяются по формулам: При равномерно распределенной нагрузке:;.При сосредоточенных силах:;,где - табличные коэффициенты.В связи с тем, что постоянная нагрузка расположена по всем пролетам, а временная нагрузка может быть расположена в опасном положении, то для получения наибольших усилий в пролетах и на опорах необходимо рассмотреть их сочетания и построить огибающую эпюру моментов. Для ослабления армирования на опорах и упрощения монтажных стыков проводят перераспределение моментов между опорными и пролетными сечениями путем прибавления добавочных треугольных эпюр моментов с произвольными (по знаку и значениям) и с любыми опорными ординатами. Если пролетные моменты на эпюре выровненных опорных моментов превысят значения пролетных моментов, то они будут расчетными, отличие между выровненными ординатами опорных моментов и моментов, вычисляемых по упругой схеме не должно превышать 30%.Сечение продольной арматуры определяется в первом и втором пролетах и у грани колонны на промежуточных опорах. Поперечное армирование определяется по расчетам наклонных сечений у крайней опоры и слева и справа промежуточных опор.3.2. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЁТА.Ригель представляет собой пятипролетную неразрезную балку с пролетами, равными расстоянию от стены до оси первой колонны 5,25 м и до оси второй колонны – 6,00 м, расстояние между ригелями – 6 м и от ригеля до стены – 5,75 м. Сечение ригеля прямоугольное 0,22 х 0,45м. Постоянная расчетная нагрузка на перекрытие от собственного веса составляет g=4.226 кН/м2, временная – 5,52 кН/м2 , класс бетона В20, класс арматуры A300Рисунок 3.1 – Грузовая площадь на 1 п.м. ригеля.3.3. СБОР НАГРУЗОК НА ПОГОННЫЙ МЕТР РИГЕЛЯПостоянная расчетная нагрузка:Временная расчетная нагрузка:Полная нагрузка.Рис.3.1. – Грузовая площадь на 1 п. м. 3.4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛРасчетный пролет крайнего пролета равен расстоянию от оси опорной площадки на стену до оси первой колонны:Расчетный средний пролет принимается равным расстоянию между осями колонн . Для трехпролетной балки рассматривается 5 схем загружения. По первой схеме определяются усилия от постоянной нагрузки, по схемам (1+2) – наибольшие изгибающие моменты в правом пролете и поперечные силы на крайней опоре А, по схемам (1+3) – наибольший момент во втором пролете, по схемам (1+4) – наибольшие моменты и поперечные силы на опоре В и оп схемам (1+5) – наибольшие изгибающие моменты и поперечные силы на опоре С. Расчеты по упругой схеме приведены в таблицах 3.1 и 3.2.По полученным значениям изгибающих моментов построены эпюры от всех схем загружения. Для выравнивания опорных моментов по схеме (1+4) и (1+5) накладываем на полученную эпюру треугольные добавочные эпюры с ординатами вершин, не превышающими 30% от наибольших опорных моментов. Для этого изгибающий момент на эпюре В=-233,15кНм (1+4) снижаем на величину 34 кНм, что меньше 233,15∙0.3=69,95 кНм, и он становится равным -199,15 кНм. Момент на опоре С остаётся равным 199,41 кНм. Тогда момент в первом пролёте станет равным 147,31+14,28 = 161,59 кНм. Так как эта величина меньше момента 177,06 кНм (1+2), то расчетным моментом в первом пролете является 177,06 кНм (1+2). Во втором пролете изгибающий момент станет равным 97,42+17=111,42 кНм, что больше момента 119,78 (1+3), и он будет являться расчетным. Выравненная эпюра огибающих моментов приведена на рис. 3.2.При равномерно распределенной нагрузке очертание выравненной эпюры изгибающих моментов принято параболическое. Построение производится в следующей последовательности (рис.3.2.).Даны значения изгибающих моментов после выравнивания моментов в пролете М1=177,06 кНм и М2=119,78 кНм и на опорах Мв=-199,15кНм, МС=-199,41кНм, которые отложены в масштабе на рис. 3.2. соединяем прямыми линиями ординаты опорных моментов. Откладываем в четвертях пролета от прямых линий 0.75 М01=199,6кНм и 0.75М02=239,3кНм. Соединяем полученные точки кривой.Рисунок 3.2 – Схема загружения ригеля.Таблица 3.1. – Изгибающие моменты ригеляСхемы загруженияИзгибающие моментыПролетные Опорные М1М2МВMc10.08×26.49×5.352=70.80.025×26.49×6.02=31.47-0.1×26.49× 6.02=-100.13-0.01×26.49× 6.02=-75.3420.101×31.05×5.352=106.26-0.050×31.05×6.02=-51.42-0.05×31.05×6.02=-59.24-0.05×31.05×6.02=-44.713-0.025×31.05×5.352= -27.630.075× 31.05×6.02=88.31-0.05×31.05×6.02=-59.24-0.05×31.05×6.02=-44.7140.073×31.05×5.352=76.510.053×31.05×6.02=65.95-0.117×31.05×6.02=-133.02-0.033×31.05×6.02=-24.595-0.094×31.05×5.352=-18.060.042×31.05×6.02=61.48-0.067×31.05×6.02=-39.12-0.017×31.05×6.02=-124.071+2177.06-19.95-159.37-120.051+343.17119.78-159.37-120.051+4147.3197.42-233.15-99.931+552.7492.95-139.25-199.41Таблица 3.2. – Поперечные силы в сечениях ригеля у опорСхема загруженияПоперечные силыQAQBЛQBПQCЛ10.4×26.49×5.35=61.21-0.60×26.49×5.35=-93.910.5×26.49×6.0=83.6-0.5×26.49×6.0=-75.3420.45×31.05×5.35=81.19-0.55×31.05×5.35=-100.450.013 ×31.05×6.0=2.420.013 ×31.05×6.0=2.423-0.05×31.05×5.35=-9.63-0.05×31.05×5.35=-93.180.5 ×31.05×6.0=95.57-0.5×31.05×6.0=-90.7340.383×31.05×5.35=69.02-0.617×31.05×5.35=-112.620.583×31.05×6.0=111.41-0.417×31.05×6.0=-74.895-0.433×31.05×5.35=-6.36-0.567×31.05×5.35=-6.360.083×31.05×6.0=78.99-0.083×31.05×6.0=-107.311+2142.4-194.3686.02-72.921+351.58-187.09179.17-166.071+4130.23-206.53195.01-150.231+554.85-100.27132.59-182.65Для расчета прочности наклонных сечений из двух расчетов упругого и с учетом выравнивания моментов из-за пластических деформаций принимаются большие значения поперечных сил. Результаты упругого расчета приведены в табл.3.2. Значения поперечных сил при учете выравненных моментов определяются по формулам для однопролетной балки: и .Подставляя значения, получим:;.Результаты сведем в табл. 3.3. Таблица 3.3. – Поперечные силы у опор балок.Вид расчетаПоперечные силы на опорахQAQBLQBRQCLУпругий расчет (схемы)130,23 (1+4)-206,53(1+4)195,01(1+4)-182,65(1+5)С учетом пластических деформаций134,26-202,35172,66-172,583.5. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРЫБетон класса В20 имеет характеристики: расчетное сопротивление при сжатии Rb=11.5 МПа, то же при растяжении Rbt=0.9 МПа, коэффициент условий работы бетона γb2=0.9, модуль упругости Ев=24000 МПа. Арматура класса А300 имеет характеристики: расчетное сопротивление Rs=270 МПа и модуль упругости Еs=210000 МПа. Размеры сечения ригеля 22х45 см.Подбор сечения арматуры производим в расчетных сечениях ригеля.3.5.1 Сечение в первом пролете.М=177,06 кНм; h0 = h – a = 0.45 – 0.055 = 0.395 м;;.Необходимо изменить сечение. Примем h=0,5 см; b=0,25 см. Вычислим новый собственный момент балки и расчетную нагрузку на погонный метр балки:При h=45 см; b=22 см: При h = 50 см; b = 25 см: h0=h – a = 0.5 – 0.055 = 0.445 м;;Необходимо изменить сечение. Примем h=0,6 см; b=0,3 см. Вычислим новый собственный момент балки и расчетную нагрузку на погонный метр балки:При h=45 см; b=22 см: При h=60 см; b=0,3 см: h0=h – a = 0.6 – 0.055 = 0.545 м;;Принимаем 4Ø22 с As= 15,2 см2 мм.мм. <0,35;Рисунок 3.4 – Сечение ригеля в первом пролетеПроверка несущей способности выполняется.Недонапряжение составляет:3.5.2 Сечение во втором пролете.М = 119,78 кНм;h0 = h – a = 0.6 – 0.055 = 0.545 м;;.Принимаем 4Ø18 с As= 10,18 см2Рисунок 3.5 – Сечение ригеля во втором пролете мм.мм. <0,35;Недонапряжение составляет:Т.к. As= 10,18 см2 – это минимальная возможная площадь, оставляем во втором пролете 4Ø18.4.5.3 Сечение на опоре В. М = 199,15 кНм.h0=h-a=0.6 – 0.055=0.545 м;Определяем изгибающий момент у грани колонны со стороны второго пролета (QBL>QBR):Вычисляем:;.Принимаем 2Ø20 А300 с Аs=6.28 см2 и 2Ø22 А300 с Аs=7.6 см2. Суммарная площадь Аs=13.88 см2Рисунок 3.6 – Сечение ригеля на опоре В мм.мм. <0,35;Условие не выполняется, принимаем 4Ø22 А300 с Аs=15,2 см2 Рисунок 3.6* – Сечение ригеля на опоре В мм.мм. <0,35;Принимаем 2Ø22 А300 с Аs=7,6 см2 и 2Ø25 А300 с Аs=9,82 см2. Суммарная площадь Аs=17,42 см2Рисунок 3.6 – Сечение ригеля на опоре В мм.мм. <0,35;Недонапряжение составляет:Необходимая несущая способность обеспечена, недонапряжение составляет 8,3%.4.5.4 Сечение на опоре С.М = 199,41 кНм.h0=h-a=0.6 – 0.055=0.545 м;Определяем изгибающий момент у грани колонны со стороны второго пролета: Вычисляем:;Принимаем 2Ø22 А300 с Аs=7,6 см2 и 2Ø25 А300 с Аs=9,82 см2. Суммарная площадь Аs=17,42 см2Рисунок 3.6 – Сечение ригеля на опоре В мм.мм. <0,35;Недонапряжение составляет:Необходимая несущая способность обеспечена, недонапряжение составляет 8,3%.4.5.5 Сечение в верхней зоне в первом пролёте.М=43,17 кНм; h0 = h – a = 0.6 – 0.055 = 0.545 м;;.Принимаем 2Ø16 А400 с As = 4,02 см2 Рисунок 3.8 – Сечение ригеля в верхней зоне во втором пролете мм.мм. <0,35;Недонапряжение составляет:Принимаем 2Ø14 А400 с As = 3,08 см2 Рисунок 3.8 – Сечение ригеля в верхней зоне во втором пролете мм.мм. <0,35;Недонапряжение составляет:3.6. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ РИГЕЛЯ ПО СЕЧЕНИЯМ, НАКЛОННЫМ К ПРОДОЛЬНОЙ ОСИРасчет производится по наклонным сечениям у опоры А, опоры В слева и справа и у опоры С.3.6.1Расчет наклонного сечения у опоры А.QA = 134,26 кН;h0 = 0.6 - 0.033 = 0.567м Вычисляем: - коэффициент φb3=0.6 (для тяжелого бетона); - коэффициент φf=φn=0; .Так как QA=134,26 кН > 82,67кН, то необходимо произвести подбор поперечной арматуры. Определяем: - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона – φb2=2.0 (для тяжелого бетона);Поперечная сила Qb:; - длина проекции наиболее опасного наклонного сечения на продольную ось элемента С:.Так как С=2,33 м > 2h0=2∙0.567=1.134м, принимаем С=2h0=1.134 м.Вычисляем:;поперечное усилие не возникает, следовательно устанавливаем поперечные стержни конструктивно по п.5.27 [2]. Поперечные стержни приняты Ø8А400 из условия сварки с продольной арматурой Ø22По конструктивным условиям на приопорном участке длиной шаг поперечной арматуры должен быть: ≤h/3=0,6/3=0,2 и ≤500 Принимаем S=20 см3.6.2 Расчет наклонного сечения у опоры B слеваQBL = 206,53 кН;h0 = 0.6 - 0.0375 = 0,5625 м Вычисляем: - φb3=0.6; - φf=φn=0; .Так как QBL=206,53 кН>91,25 кН, то необходимо произвести подбор поперечной арматуры. Определяем: - φb2=2.0;Поперечная сила Qb:;.Так как С=1.489 м > 2h0 = 2∙0.5625=1.125 м, принимаем С=1.125 м.Вычисляем:;поперечное усилие:;усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента:;Принимаем qsw=72,9 кН/м.,Поперечные стержни приняты Ø8А400 из условия сварки с продольной арматурой Ø25.Аsw = 2∙0.503 = 1,006 см2 (два каркаса); Rsw=285 МПа.По конструктивным условиям на приопорном участке длиной шаг поперечной арматуры должен быть: ≤h/3=0,6/3=0,2 и ≤500 Принимаем S=20 см3.6.3 Расчет наклонного сечения у опоры B справа. QBR = 195,01 кН;h0 = 0.6 - 0.0375 = 0,5625 м - φb3=0.6;- φf=φn=0; .Так как QBL=195,01 кН > 91,25 кН, то необходимо произвести подбор поперечной арматуры. Определяем: - φb2=2.0;Поперечная сила Qb:;.Так как С=1.577 м > 2h0 = 2∙0.5625=1.125 м, принимаем С=1.125 м.;поперечное усилие:;усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента:;Принимаем qsw=72,9 кН/м.,Поперечные стержни приняты Ø8А400 из условия сварки с продольной арматурой Ø25.Аsw=2∙0.503=1,006 см2 (два каркаса); Rsw=285 МПа.По конструктивным условиям на приопорном участке длиной шаг поперечной арматуры должен быть: ≤h/3=0,6/3=0,2 и ≤500 Принимаем S=20 см3.6.4 Расчет наклонного сечения у опоры С.QCL = 182,65 кН; h0 = 0.6 - 0.029 = 0,571 м - φb3=0.6;- φf=φn=0; .Так как QBL=182,65 кН > 83,25 кН, то необходимо произвести подбор поперечной арматуры. Определяем: - φb2=2.0;Поперечная сила Qc:;.Так как С=1.735 м > 2h0 = 2∙0.571=1,142м, принимаем С=1,142 м.;поперечное усилие:;усилие в поперечной арматуре на единицу длины элемента;Принимаем qsw=72,9 кН/м.,Поперечные стержни приняты Ø8А400 из условия сварки с продольной арматурой Ø25.Аsw=2∙0.503=1,006 см2 (два каркаса); Rsw=285 МПа.По конструктивным условиям на приопорном участке длиной шаг поперечной арматуры должен быть: ≤h/3=0,6/3=0,2 и ≤500 Принимаем S=20 см3.6.5 Расчёт наклонного сечения для среднего участка первого пролёта.QВА=137,78 кН;QВВL=138,68 кНСледовательно, принимаем QB=138,68кН.С=2,22≥3,33·h0=3,33·0,5625=1,873мПринимаем: С= 1,873 м.Принимаем поперечные стержни Ø8А400.Аsw=2∙0.503=1,006 см2 (два каркаса); Rsw=285 МПа.В средней части пролета шаг должен быть не менее: см и <50 см. Принимаем S=45 см.3.6.6 Расчёт наклонного сечения для среднего участка второго пролёта.QВBR=138.68 кН;QВCL=138.7 кНСледовательно, принимаем QB=138,7кН.Так как QB в первом и втором пролёте равны 138,68кН, следовательно, шаг поперечной арматуры, поперечные стержни будут равными.3.7. ПОСТРОЕНИЕ ЭПЮРЫ МАТЕРИАЛОВ И ОПРЕДЕЛЕНИЕ МЕСТА ОБРЫВА СТЕРЖНЕЙ ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРЫ3.7.1 Построение эпюры материалов в первом пролете.В первом пролете установлено:В нижнем ряду 2Ø22А300 с As=7,6 см2В верхнем ряду 2Ø22А300 с As=7,6 см2Несущая способность балки в первом пролете, при полном количестве арматуры Мu1=189,31кН·мВысота сжатой зоны h0=0,5435 м; ξ=0,234; ŋ=0,883;Обрываем верхний ряд арматуры 2Ø22А300 с As=7,6 см2.Рис. 3.9- Сечение в первом пролете Рис. 3.10- Сечение в первом с полной арматурой. пролете с оборванной арматурой.Определим несущую способность балки в первом пролёте М2Ø22 при наличии только нижней арматуры:h01* = 0.6 - 0.033 = 0.567 м; Нанося полученное значение на эпюру, получаем точки теоретического обрыва. Для определения мест фактического обрыва необходимо найти требуемую длину анкеровки арматуры: см,где и определяется по [2, табл.37] для случая закрепления растянутой арматуры в растянутом бетоне;Удлинение для места теоретического обрыва 1:Принимаем длину анкеровки для МТО1=604 ммУдлинение для места теоретического обрыва 2:Принимаем длину анкеровки для МТО2=604 мм3.7.2 Построение эпюры материалов во втором пролётеВо втором пролете установлено:в нижнем ряду 2Ø18 А300 с As=5.09 см2 , в верхнем ряду 2Ø18 А300 с As=5.09 см2Несущая способность балки при полном количестве арматуры Мu2=138,88 кНмВысота сжатой зоны: h0=0.5495 м; ; .Рис. 3.11- Сечение во втором пролете Рис. 3.12 Сечение во втором с полной арматурой. пролете с оборванной арматурой.Определим несущую способность балки во втором пролете при наличии только нижней арматурыа1*=20+18/2=29мм; h01*=0.6-0.029=0.571 м; на графике откладываем ординату Мu2 и проводим горизонтальную линию. Точки пересечения этой линии с графиком моментов определяют положение мест теоретического обрыва 2Ø18.Для определения мест фактического обрыва, необходимо найти требуемую длину анкеровки арматуры: Удлинение для места теоретического обрыва 5: Принимаем длину анкеровки для МТО5=494 ммУдлинение для места теоретического обрыва 6:Принимаем длину анкеровки для МТО6=494 мм3.7.3 Построение эпюры материалов на опоре Вв нижнем ряду 2Ø22 А-400 с As=7,6 см2 , в верхнем ряду 2Ø25 А-400 с As=9,82 см2Несущая способность балки при полном количестве арматуры Высота сжатой зоны: h0=0.539м; ; Рис. 3.13- Сечение на опоре В Рис. 3.