Если у вас возникли сложности с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой - мы готовы помочь.
Предоплата всего
Подписываем
Расчёт железобетонной фермы с параллельными поясами
Предварительно напряжённый пояс армируется канатами К-7 диаметром 15 мм с натяжением на упоры Rs = 1080 МПа, Rs,ser = 1295 МПа, Es=1,8105 МПа. Остальные элементы фермы армируются ненапрягаемой арматурой класса A-III, Rs = Rsc = 365 МПа, d>10 мм, Es = 2105 Мпа; хомуты из арматуры класса A-I, Rsw = 175 МПа. Бетон класса В40, Rb = 22 МПа; Rbt,ser = 2,1 МПа. Прочность бетона к моменту обжатия Rbp = 0,7B = 0,7·40 =28 МПа; Rbt = 1,4 МПа; γb2 = 0,9; Eb = 32,5·10³ МПа.
Высоту фермы принимаем 2 м, что составляет h/l=2/180=1/9. Сечения ВП и НП 240×240 мм; сечение раскосов h2×b2=180×180 мм, стоек 120×120 мм. Решётка фермы выполняется из готовых элементов с выпусками арматуры, которые заделывают в узлах при бетонировании поясов.
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка , кН/м² |
Коэффициент надёжности по нагрузке, f |
Расчётная нагрузка , кН/м² |
|
Постоянная |
|||
|
Защитный слой (гравий в битуме) |
0,2 |
1,3 |
0,26 |
|
Рулонный ковер (3 слоя экопласта) |
0,15 |
1,3 |
0,195 |
|
Стяжка цементно-песчаная |
0,3 |
1,3 |
0,39 |
|
Газобетон δ=300 мм ρ=450 кг/м3 |
1,35 |
1,2 |
1,62 |
|
Пароизоляция (1 слой рубероида) |
0,05 |
1,3 |
0,065 |
|
Ж/б плита покрытия |
1,75 |
1,1 |
1,925 |
|
Собственный вес фермы |
7,2 |
1,1 |
7,92 |
|
Итого: |
11,0 |
12,375 |
|
|
Временная |
|||
|
Снеговая |
1,68 |
- |
2,4 |
|
Длительная |
0,504 |
- |
0,72 |
|
Кратковременная |
1,176 |
- |
1,68 |
|
Итого: |
|||
|
Полная |
12,68 |
14,775 |
|
|
Постоянная и длительная |
11,504 |
13,095 |
|
|
Кратковременная |
1,176 |
1,68 |
Узловые расчётные нагрузки по верхнему поясу (ВП) фермы:
постоянные: P1=g·a·b·γn =12,375·6,0·2,0·0,95=211,61 кН
длительные: P2=0,72·6,0·2,0·0,95=8,208 кН
кратковременные: P3=1,68·6,0·2,00,95=19,152 кН
Нормативные узловые нагрузки будут равны:
постоянные: P1=g·a·b·γn=11,0·6,0·2,0·0,95=125,4 кН
длительные: P2=0,504·6,0·2,0·0,95=5,75 кН
кратковременные: P3=1,1766,02,00,95=13,41 кН
Усилия в элементах фермы получаем из расчёта на компьютере. Фактические усилия в элементах фермы получаем умножением единичных усилий на действительные значения узловых нагрузок P.
Расчёт верхнего пояса фермы:
Предварительно принимаем сечение верхнего пояса h×b=240×240 мм. A=576 см². Требуемую минимальную площадь сечения сжатого пояса фермы можно определить по формуле:
Что меньше принятого сечения.
Случайный начальный эксцентриситет , где - расстояние между узлами фермы; ; . Принимаем . При . Наибольшая гибкость сечения равна . Необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.
Условная критическая сила:
, где
,(тяжелый бетон);
;
;
; принимаем =0,19;
; при (первое приближение)
Коэффициент ;
расстояние .
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона при .
.
Определяем ;
;
;
.
В расчетном случае армирование принимают симметричное.
По сортаменту арматуры принимаем 4⌀10 А-III с А=3,14 .
Расчет сечения пояса из плоскости не делаем, т.к. все узлы фермы раскреплены плитами покрытия.
Максимальное расчётное усилие растяжения N=1525,34 кН
Определяем площадь сечения растянутой напрягаемой арматуры:
Принимаем с учётом симметричного расположения 9 канатов К-7 диаметром 15 мм, Аsp=12,744 см². Напрягаемая арматура окаймляется хомутами. Продольная арматура каркасов из стали класса А-III (4Ø10 с Аs=3,14 см²) назначается конструктивно.
Приведённая площадь сечения:
Аred=A+αAsp+αAs=24·24+5,55·12,744+6,153,14=666,04 см², где
α=Es/Eb=180·10³/325·10²=5,55 – для напрягаемой арматуры класса К-7
α=200·10³/325·10²=6,15 – для арматуры класса А-III
Расчёт нижнего пояса на трещиностойкость
Элемент относится к третьей категории трещиностойкости. Максимальное предварительное напряжение арматуры принимаем σsp=0,7Rs,ser=0,7·1295=906 МПа
Проверяем условия: σsp+p=906+45,3=951,3<Rs,ser=1295 МПа
σsp-p=906-45,3=855,7>0,3·Rs,ser=387 МПа, где p=0,05·σsp=0,05·906=45,3 Мпа.
Определяем потери предварительного напряжения арматуры.
Первые потери:
- от релаксации напряжений в арматуре
- от разности температур напрягаемой арматуры и натяжных устройств
;
- от деформации анкеров
, где
;
- от быстро натекающей ползучести бетона при
, где
;
0,85 – коэффициент, учитывающий тепловую обработку.
Первые потери составляют:
.
Вторые потери:
- от усадки бетона класса В40, подвергнутого тепловой обработке ;
- от ползучести бетона при
где ;
с учетом
= 0,85 – для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении.
Вторые потери составят .
Полные потери .
Расчетный разброс напряжений при механическом способе натяжения принимают равным:
.
Здесь , -число канатов в сечении. Так как , окончательно принимаем .
Сила обжатия при
Усилия, воспринимаемые сечением при образовании трещин:
, где - коэффициент учитывающий снижение трещиностойкости вследствие жесткости узлов фермы. Так как ,
условие трещиностойкости сечения не соблюдается, т.е. необходим расчет по раскрытию трещин.
Проверяем ширину раскрытия трещин с коэффициентом, учитывающим влияние жесткости узлов от суммарного действия постоянной нагрузки и кратковременного действия полной снеговой нагрузки.
Приращение напряжения в растянутой арматуре от полной нагрузки
, где
.
Приращение напряжений в растянутой арматуре от постоянной нагрузки
= 7,23 МПа.
Ширина раскрытия трещин от кратковременного действия полной нагрузки:
, где
- коэффициент, принимаемый для растянутых элементов 1,2;
-коэффициент, принимаемый при учете продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок, 1,3, кратковременных и непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок равным 1;
= 1,2 для канатов; d = 15 мм – диаметр каната К-7;
.
Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянных и длительных нагрузок:
Тогда мм 0,15 мм.
Условие соблюдается.
Расчёт наиболее сжатого раскоса
Расчётное сжимающее усилие с учётом γn=0,95 от постоянной и длительной нагрузок N·γn=973,8·0,95=925,1 кН, от кратковременной 84,84·0,95=80,6 кН. Бетон класса В40, Rb=22·0,9=19,8 МПа. Назначаем сечение раскоса 15×18 см, А=270 см². Случайный эксцентриситет:
ea=348/600=0,58 см, ea=15/30=0,6 см, ea=1 см. Принимаем e0=ea=1 см. Так как e0=1 см < (1/8)/h=15/8=1,88 см, то расчётная длина раскоса будет l0=0,9·l=0,9·348=313 см. При l0=313 см > 20·h=20·15=300 см расчёт ведём как внецентренно сжатого элемента. При симметричном армировании, когда As=As′ и Rsc=Rs, площадь сечения арматуры можно вычислить по формуле:
Назначаем из конструктивных соображений симметрично по контуру 4Ø12 А-III, As=4,52 см².
Расчёт наиболее растянутого раскоса
Расчётное усилие растяжения при γn=0,95 N=623,06·0,95=591,9 кН. Назначаем сечение h×b=18×18 см. Необходимая площадь сечения арматуры из условия прочности сечения ; предварительно принимаем 4Ø12 А-III, As=4,52(см²)
Расчёт по раскрытию трещин
Следовательно, трещины образуются, требуется проверка условий расчёта по ширине их раскрытия. Определяем ширину раскрытия трещин при длительном действии постоянной и длительной нагрузок при φl=1,5:
Малонагруженные элементы, например стойки, проектируют конструктивно; их сечение принято минимальным 12×14 см с армированием 4Ø12 A-III.
Расчет двускатной решетчатой балки покрытия пролетом 18 м
Бетон класса В30: коэффициент условия работы γb2 = 0,9 (Rb = 17∙0,9 = 15,3 МПа; Rbt = 1,2∙0,9 = 1,08 МПа; Rb, ser = 22 МПа; Rbt, ser = 1,8 МПа; Eb = 32,5∙103 МПа).
Предварительно напряженный пояс армируется канатами К7 диаметром 15 мм с напряжением на упоры (Rs = 1800 МПа; Rs, ser = 1295 МПа; Es = 1,8∙105 МПа).
Ненапрягаемая арматура класса А-III (при диаметре d < 10 мм Rs = 355 МПа; при d ≥ 10 мм Rs = 365 МПа; Es = 2∙105 МПа). Хомуты из арматуры класса А-I (Rsw = 175).
Применен механический метод натяжения на упоры формы. Предварительное напряжение σsp = 740 МПа. Обжатие бетона производится при передаточной прочности Rbp = 24 МПа > 11 МПа.
Расчетный пролет и нагрузки
Двускатная решетчатая балка покрытия пролетом 18 м
Расчетный пролет балки по осям опор
Рисунок – Опалубочный чертеж балки
ℓ0 = 18,00 - 2∙0,3 = 17,4 м,
где 0,3 м – расстояние от торца балки до оси опоры.
Нагрузка от собственной массы балки принимаем равномерно распределенной.
Нагрузка на 1 м балки при собственной массе 10,4 т и коэффициентах надежности по назначению γn = 0,95 и по нагрузке γf = 1
Нагрузка при коэффициенте γf = 1,1
gр1=5,41,1=5,94 кН/м.
Сбор нагрузок
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка , кН/м² |
Коэффициент надёжности по нагрузке, f |
Расчётная нагрузка , кН/м² |
|
Постоянная |
|||
|
Ж/б плита покрытия |
1,75 |
1,1 |
1,925 |
|
Изоляционный ковер |
2,05 |
1,3 |
2,53 |
|
Собственный вес балки |
5,4 |
1,1 |
5,94 |
|
Итого |
9,2 |
10,395 |
|
|
Временная |
|||
|
Снеговая |
1,68 |
- |
2,4 |
|
Длительная |
0,504 |
- |
0,72 |
|
Кратковременная |
1,176 |
- |
1,68 |
|
Итого: |
|||
|
Полная |
10,88 |
12,795 |
|
|
Постоянная и длительная |
9,704 |
11,115 |
|
|
Кратковременная |
1,176 |
1,68 |
- расчетная нагрузка на 1 м длины:
- постоянная;
- полная;
- временная.
- нормативная нагрузка на 1 м длины:
- постоянная;
- полная;
- нормативная постоянная и длительная на 1 м длины:
- нормативная кратковременная на 1 м длины
Определение усилий
Расчетная схема решетчатой балки представляет собой свободно опертую многократно неопределимую замкнутую раму с жесткими узлами.
Рисунок - Расчетная схема балки
Вычислим изгибающие моменты :
- от полной расчетной нагрузки:
- от полной нормативной нагрузки:
Максимальная расчетная поперечная сила (на опорах):
Расчет нижнего пояса балки
Рисунок - Расчетное сечение нижнего пояса балки
Изгибающие моменты в опасном сечении балки определяем по формуле:
,
где x - расстояние от опоры до рассматриваемого сечения;
Подбор продольной напрягаемой арматуры
Рассматриваем наиболее опасное сечение:
Рабочая высота сечения
По таблице 3.1 [4] находим .
Вычисляем площадь сечения преднапряженной арматуры:
Принимаем 12 канатов К-7 Ø 15 мм, Аsp=16,992 см². Напрягаемая арматура окаймляется хомутами из арматуры класса АI Ø6 с шагом 500 мм.
Рисунок – Армирование нижнего пояса балки
Расчет верхнего пояса балки
Рисунок - Расчетное сечение верхнего пояса балки
Дефицит момента передаем на сжатую арматуру
Принимаем 8 стержней арматуры класса А-III Ø 20 мм, с площадью Аsp = 25,13 см².
Рисунок – Армирование нижнего пояса балки
Расчет наклонных сечений балки на максимальное действие поперечной силы
.
Поперечная арматура (хомуты) по расчету не требуются, ставим конструктивно Ø8 А-I с шагом ≤200 мм.
Рисунок – Схема монтажа
Поднимают балку при монтаже при помощи монтажных петель, установленных на расстоянии 2,25 м от торцов.
Масса балки Р ⋲ 5,83 т.
На одну монтажную петлю приходится N=Pf/4=5,831,4/4=2,041 т
Выбираем арматуру класса А-I, Rs=2350 кгс/см2
Asтр=2041/2350=0,87 см2
Принимаем ⌀12 А-I, Аs=1,13 см2.
Расчет колонны высотой 13,05 м.
Колонна рассчитывается как внецентренно нагруженная стойка расчетной длины равной l0=13050 мм. Размеры сечения колонны 600х400 мм. При расчете учитывается случайный эксцентриситет ea, обусловленный не учтенными в расчете факторами. Постоянные и временные нагрузки считаются приложенными с этим эксцентриситетом.
Бетон класса В30: коэффициент условия работы γb2 = 0,9 (Rb = 17∙0,9 = 15,3 МПа; Rbt = 1,2∙0,9 = 1,08 МПа; Rb, ser = 22 МПа; Rbt, ser = 1,8 МПа; Eb = 32,5∙103 МПа).
Ненапрягаемая арматура класса А-III (при диаметре d < 10 мм Rs = 355 МПа; при d ≥ 10 мм Rs = 365 МПа; Es = 2∙105 МПа). Хомуты из арматуры класса А-I (Rsw = 175).
Определение усилий
Нагрузки на 1 м2 покрытия
|
Вид нагрузки |
Нормативная нагрузка , кН/м² |
Коэффициент надёжности по нагрузке, f |
Расчётная нагрузка , кН/м² |
|
Постоянная |
|||
|
Ж/б плита покрытия |
1,75 |
1,1 |
1,925 |
|
Изоляционный ковер |
2,05 |
1,3 |
2,53 |
|
Собственный вес балки |
5,4 |
1,1 |
5,94 |
|
Итого |
9,2 |
10,395 |
|
|
Временная |
|||
|
Снеговая |
1,68 |
- |
2,4 |
|
Длительная |
0,504 |
- |
0,72 |
|
Кратковременная |
1,176 |
- |
1,68 |
|
Итого: |
|||
|
Полная |
10,88 |
12,795 |
|
|
Постоянная и длительная |
9,704 |
11,115 |
|
|
Кратковременная |
1,176 |
1,68 |
Определим величину продольной силы от постоянных и временно длительнодействующих нагрузок:
где Acol - грузовая площадь колонны: Acol=lsup·bsup=17,4/2·6=52,2 м2;
qcol - собственный вес колонны,
Продольная сила от кратковременной нагрузки:
Определим значение продольной силы от действия полной расчетной нагрузки:
Эксцентриситет еа в любом случае принимается не менее 1/600 длины элемента, не менее 1/30 высоты сечения и не менее 1 см.
Величина эксцентриситета принимается по большему из значений ea:
мм; мм; мм; мм
Тогда моменты от случайных эксцентриситетов продольных сил относительно оси элемента будут равны:
от всех нагрузок
от постоянных и длительных нагрузок
Предварительный подбор сечения арматуры
Пренебрегая моментами, считаем колонну центрально-сжатой и определяем предварительное сечение арматуры.
Приняв среднее значение ср=0,918, получим:
армирование расчетом не требуется.
Принимаем минимальный коэффициент армирования ствола колонны µmin=0,4. Отсюда:
Аs+As/ = A·µ = 2400·0,004 = 9,6 см2
По сортаменту принимаем 6 стержней арматуры A-III ∅16 Asp=12,06 см2;
Определяем фактический коэффициент армирования ствола колонны:
- условие выполнено.
Расчет колонны как внецентренно сжатой стойки
Последовательно определяются следующие величины.
Т.к. требуется учет влияния прогиба на несущую способность.
Коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки:
где =1.
Мi и M определяются относительно оси, проходящей через центр наименее сжатого сечения.
, но не менее
7. Относительная высота сечения ξR :
Где
0,993>0,597
(случай малых эксцентриситетов ξ>ξR подтверждается).
Высота сжатой зоны сечения:
Х=ξh0=0,9930,55=0,546
Ne≤Rbbx(h0-0,5x)+RscAs,(h0-a)
где Ne=750,590,29=217,67
Rbbx(h0-0,5x)+RscAs,(h0-a)=15,30,91030,4(0,55-0,50,546)+3756,0310-4 (0,55-0,05)=345,84 кНм
Таким образом, условие выполняется (217,67 < 345,84), и несущая способность колонны обеспечена при продольной арматуре 6 ⌀ 16 AIII. Поперечную арматуру принимаем 6⌀ АI с шагом 300 мм.
Расчет консоли
Рисунок – Консоль
Рст = Vкладки = 68,70,2518001,031,1 = 266,14 кН
Величина изгибающего момента в опорном сечении консоли:
Рст = Qвнеш = 266,14 кН
Qвнутр = 0,6Rbtbh0 > Qвнеш/2
Qвнутр = 0,610,84055,0= 14256 > Qвнеш/2 = 13307 кН
Принимаем размеры консоли 250х400х600.
Хомуты по расчету не устанавливаем, т.к. всю поперечную силу воспринимает бетон.
Подбираем требуемое количество арматуры: 2 ∅12 А-III, Аsw1 = 2,26 см2.
Расчет колонны высотой 8,3 м.
Предварительно принятые размеры колонны 600х400 мм. Расчетная длинна колонн равна lo= 8,3 м.
Выполняем проверку условия , где – расчетная длина колонны, – высота сечения колонны, принятая предварительно.
, условие соблюдается, значит, колонна рассчитывается как центрально загруженная со случайным эксцентриситетом. Сечение колонны армируется симметричной рабочей арматурой класса А - III и поперечной класса А-I.
При расчете по прочности железобетонных элементов на действие сжимающей продольной силы должен приниматься во внимание случайный эксцентриситет еа, обусловленный не учтенными в расчете факторами. Эксцентриситет еа в любом случае принимается не менее 1/600 длины элемента, не менее 1/30 высоты сечения и не менее 1 см. [1]
Величина эксцентриситета принимается по большему из значений ea:
мм; мм; мм; мм
Определяем гибкость:
Определим величину продольной силы от постоянных и временно длительнодействующих нагрузок:
где Acol - грузовая площадь колонны: Acol=lsup·bsup=17,4/2·6=52,2 м2;
qcol - собственный вес колонны,
Продольная сила от кратковременной нагрузки:
Определим значение продольной силы от действия полной расчетной нагрузки:
Фактическая площадь поперечного сечения равна:
Проверяем условие:
- условие выполнено.
Коэффициент армирования
В зависимости от гибкости и соотношения определяем по таблицам 26 и 27 значения коэффициентов ;
Определяем коэффициент :
Определим сечение рабочей арматуры:
армирование расчетом не требуется.
Принимаем минимальный коэффициент армирования ствола колонны µmin=0,4. Отсюда:
Аs+As/ = A·µ = 2400·0,004 = 9,6 см2
По сортаменту принимаем 6 стержней арматуры A-III ∅16 Asp=12,06 см2;
Определяем фактический коэффициент армирования ствола колонны:
- условие выполнено.
Поперечную арматуру принимаем: ∅6 A-I с шагом 300 мм.
Защитный слой продольной арматуры принимаем 30 мм.
Чтобы не предусматривать консоль, вводим накладные детали для опирания балок, привариваемые к закладным деталям в колонне во время монтажа. Закладные детали предусмотрены в колонне. Накладные детали 2 [ 24 l=250 мм ГОСТ 8240-98*, со стальным столиком 250х400х10 ГОСТ 27772-88. Сварной шов выполнить электродами Э-42, hшва=5 мм, lшва=250 мм.
2.5 Расчет балки под наружные стены
Рисунок – Расчетная схема балки
2.5.1 Вариант 1. Расчет железобетонной балки.
М = 192,97 кН
h0 = 45 см ; b = 25 см.
Бетон класса В30: коэффициент условия работы γb2 = 0,9 (Rb = 17∙0,9 = 15,3 МПа; Rbt = 1,2∙0,9 = 1,08 МПа; Rb, ser = 22 МПа; Rbt, ser = 1,8 МПа; Eb = 32,5∙103 МПа).
Ненапрягаемая арматура класса А-III (при d ≥ 10 мм Rs = 365 МПа; Es = 2∙105 МПа).
Подбираем требуемое количество арматуры: 2 ∅28 А-III, Аsw1=12,32 см2.
2.5.2 Проверка по наклонным сечениям балки
Qвнеш = 133,07 кН
Qвнутр = 0,6Rbtbh0
Qвнутр = 0,610,82540= 7290
Дефицит Qдеф = Qвнеш- Qвнутр = 6017 кгс
Передаем на хомуты ∅12 А-III.
fs = 1,131 см2 ; Rs = 3000 кгс/см2
Qs = fs Rs n = 1,131 3000 4 = 13572 кгс > 6017 кгс
Принимаем хомуты ∅12 А-III, Аsw1 = 1,131 см2. Шаг в приопорном участке равен s = 200 мм, в пролёте s = 300 мм.
2.5.3 Вариант 2. Расчет металлической балки.
М = 192,97 кН
Rs = 2350 кгс/см2
Wтр = М/Rs = 19296,5/2350 = 838,98 см3
Принимаем 2 30 Wsw = 472 см3 по ГОСТ 8240-98*.
ДП 291400.02.004 ПЗ
№ докум.
Лист
Лист
Подпись
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Лист
ДП 291400.02.004 ПЗ
Дата
Изм.
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Подпись
Дата
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Дата
Подпись
Лист
Лист
№ докум.
Изм.
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.
ДП 291400.02.004 ПЗ
Лист
Дата
Подпись
№ докум.
Лист
Изм.