Проектирование одноэтажного промышленного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

33

Размещено на http://www.allbest.ru/

Пояснительная записка

к курсовому проекту

Проектирование одноэтажного промышленного здания

ЗАДАНИЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ

здание статический фундамент ферма

Ферма - безраскосная, пролет здания - 18 м.

Длина здания - 144 м.

Шаг колонн - 12 м.

Грузоподъёмность крана - 30 т.

Отметка верха колонны - 13,2 м.

Район строительства -Томск.

Снеговая нагрузка - 2,4 кПа

Ветровая нагрузка - 0,38 кПа

Условное расчётное сопротивление грунта R=200,кПа

Конструкция кровли:

Рулонная кровля 0,15 кН/м²

Выравнивающий слой цементного раствора , 30мм

Утеплитель из крупнопористого керамзитобетона 180 мм

Швы замоноличивония 0,15 кН/м²

Табл. 1. Сбор нагрузок.

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2		Расчётная нагрузка кН/м2
Собственный вес ребристой плиты	1,94	1,1	2,134
Рулонная кровля	0,15	1,2	0,18
Выравнив. слой цем. раствора	0,47	1,2	0,564
Утеплитель	1,39	1,2	1,668
Швы замонолич.	0,15	1,3	0,195
Собственный вес фермы	0,61	1,1	0,671
Итого постоянные	4,65		5,34
Временная нагрузка
Длительная	0,966	1,43	1,381
Кратковременная	0,414	1,43	0,592
Итого	6,03		7,313

1. РАСЧЁТ БЕЗРАСКОСНОЙ ФЕРМЫ ПРОЛЁТОМ 24 М

Схема безраскосной фермы

Значение расчетной силы

7,313*12*3=263 кН

Значения усилий и моментов от единичных нагрузок приведены в табл.9 методического указания [2].В табл. 2 приведены значения усилий и моментов от единичных и расчетных нагрузок.

№ элемента	N1	M1н	М1к	N	Мн	Мк	e0 мм
1	7.257	0.019	-0.195	1908.6	5	-51.3	27
2	7.849	0.245	-0.392	2064.3	64.4	-103	50
3	8.013	-0.205	-0.041	2107.4	-53.9	-10.8	25
4	-8.026	-0.019	-0.145	-2110.8	-5	-38.1	18
5	-8.173	-0.243	-0.341	-2149.5	-63.9	-89.7	42
6	-8.162	-0.166	-0.023	-2146.6	-43.7	-6	21
7	0.141	-0.440	0.389	37.1	-115.7	102.3	3129
8	0.267	-0.180	0.174	70.2	-47.34	45.8	689
9	0.038	0.035	0.039	10	9.2	10.3	1024

2. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ

Сечения, нормальные к продольной оси элемента

Верхний пояс.

Проектирование и расчет элементов верхнего пояса производится как для внецентренно сжатых элементов.

Класс бетона В35 R_b=19,5 МПа R_bt=1,3 МПа R_btn=1,95 МПа E_b=34500 МПа

Армирование верхнего пояса производим арматурой класса А-III c R_s=365 МПа.

Производим расчет по наиболее нагруженному элементу верхнего пояса при наихудшем сочетании нагрузок.

Максимальное усилие в элементе верхнего пояса равно N_max= N=2149,5 кН, в том числе N_l=1975,6 кН.

Расчетная длина элемента фермы при e₀ >h₀/8 равна l₀=0,8^.l=0,8^.3,144=2,515 м.

Ширину сечения верхнего пояса принимаем 300мм, как для типовой фермы.

Ориентировочно определяем высоту сечения пояса при коэффициенте армирования q=0,015, по формуле:

Принимаем сечение пояса 30х35 см.

Отношение l₀/h=270/35=7,19>4, необходимо учесть влияние прогиба на прочность.

Отношение длительно действующей части нагрузки к кратковременной равно:

Условная критическая сила определяется по формуле:

;

где: ;

; для тяжелого бетона в=1;

;

;

эксцентриситет определяем по формуле.

;

Граничная высота сжатой зоны при равна.

Подбор сечения симметричной арматуры получают из прочности по моменту, уравнения продольных сил, и эмпирической зависимости c_s.

1. определяем коэффициенты:

;

; ; ;

;

.

Т.к.

;

.

<0.03

Принимаем 4Ш22 АIII, с А=15,2 см²>15см²

Расчет сечения пояса из плоскости фермы не делают, т.к. все узлы фермы раскреплены.

Стойка.

Армирование производим арматурой класса А-III c R_s=365 МПа.

Производим расчет по наиболее нагруженному элементу верхнего пояса при наихудшем сочетании нагрузок.

Максимальное усилие равно N_max= N=37,1 кН, в том числе N_l=34,1кН.

Расчетная длина элемента фермы l₀=0,8^. l=0,8^.1,4=1,12 м.

Сечение стойки принимаем 300х300мм.

Задаём коэффициент армирования 0,015.

Условная критическая сила определяется по формуле:

;

где: ;

;

;

эксцентриситет определяем по формуле.

;

Граничная высота сжатой зоны при равна.



При A_s'<0 принимаем A_s'=µ_minbh₀=0.0005*300*270=40.5 мм²

Вычисляем коэффициенты:

Принимаем 4Ш22 АIII, с А=15,2 см²>14,34см²

2Ш10 АIII, с А=1,52 см²>0,405см²

Сечения, наклонные к продольной оси элемента. Верхний пояс.

Q_max=163 кН, N=2149.5 кН

Коэффициент, учитывающий влияние сжимающей силы:



Минимальная прочность бетонного сечения по поперечной силе:

Требуемое расстояние между поперечными стержнями должно быть не более S=h/2=350/2=175 мм и не более 150 мм.

Принимаем S=150 мм

Минимальное усилие, воспринимаемое поперечными стержнями:

Для арматуры Ш8 АIII R_SW=285 МПа требуемое сечение поперечных стержней

A_SW=19743.75/285=69.3 мм²

Принимаем 2Ш8 АIII с A_SW=100,5 мм²

Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента:

q_SW=R_SWA_SW/S=258*100.5/150=172.86 Н/мм

Проверяем условие

Прочность наклонного сечения обеспечена.

Стойка.

Q_max=86.2 кН N=37.1 кН

Коэффициент, учитывающий влияние сжимающей силы:

Минимальная прочность бетонного сечения по поперечной силе:

Прочность наклонного сечения обеспечена, поперечная арматура не требуется.

3. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ВНЕЦЕНТРЕННО РАСТЯНУТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ

Сечения, нормальные к продольной оси элемента

Нижний пояс.

Q_max=220 кН N=2064,3 кН M=103 кНм e₀=50 мм

Сечение 300 x 300 мм

Класс бетона В35 R_b=19,5 МПа R_bt=1,3 МПа R_btn=1,95 МПа E_b=34500 МПа

Арматура Ш15 К-7 R_s=1080 МПа R_sc=400 МПа R_sser=1295 МПа E_s=180000 МПа з=1.15 Принимаем a_р=35 мм

e₀=M/N=0.5(h-2a_p)=0.5(300-2*35)=115> e₀=50 мм

Подсчитываем расстояние от направления действия силы до наиболее удалённой от неё арматуры:

e'=0.5h-a_p+e₀=0.5*300-35+50=165 мм

Площадь сечения симметричной арматуры, удовлетворяющей условию восприятия изгибающих моментов разных знаков, но одинаковых по абсолютной величине:

г_s6=з=1.15 максимальное значение коэффициента условий работы высокопрочной арматуры при напряжениях выше условного предела текучести.

Количество Ш15 К-7

n=1192/141.6=8.4

Принимаем 9Ш15 К-7

Сечения, наклонные к продольной оси элемента

Определим усилия предварительного обжатия бетона P.

Принимаем механический способ натяжения арматуры с допустимым отклонением p=0.05у_sp

Максимальная величина предварительного натяжения арматуры

у_sp=R_sser/1.05=1295/1.05=1230 МПа

Потери предварительного напряжения до обжатия бетона:

- от релаксации напряжений

у₁=(0,22*1230/1295-0,1)1230=134 МПа

- от температурного перепада

у₂=1,25*65=81 МПа

- от деформаций анкеров

у₃=(1,25+0,15*15)180000/24000=26 МПа

- от деформаций формы для изделия

у₅=30 МПа

Итого 271 МПа

у_sp=959 МПа

Усилие обжатия бетона

P=(A_sp+A_sp')у_sp=(12.74+12.74)95.9=2443.5 кН

Коэффициент, учитывающий влияние продольной сжимающей силы:

Поперечная сила, воспринимаемая бетоном

Принимаем шаг поперечных стержней S=150 мм

Минимальное усилие, которое должны воспринимать поперечные стержни:

Для арматуры Ш10 АIII R_SW=290 МПа требуемое сечение поперечных стержней

A_SW=18,4/29=0,63 см²

Принимаем 2Ш10 АIII с A_SW=1,57 см²

Усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента:

q_SW=R_SWA_SW/S=29*1,57/15=3,04 кН/см

Проверяем условие

Прочность наклонного сечения обеспечена.

4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ ЗДАНИЯ

СБОР НАГРУЗКИ НА РАМУ

Грузовая площадь 12х18м.

Постоянная нагрузка.

Вес кровли и ферм.

768,96 кН.

Вес верхнего участка стены.

Число панелей n=3, высота одной панели h_п =1,2м, высота остекления верхней части h_о=2,4 м. Вес панели g_п =2,5 кН/м². Вес остекления g_о =0,5 кН/м².

118,96 кН.

Вес нижнего участка стены .

От нижнего участка стены нагрузка передается на фундамент.

Число панелей n=3, высота одной панели h_п =1,2м, высота остекления h_о=8,1 м.

кН.

Вес подкрановой балки.

Средний масса подкрановой балки 10,7т. Высота балки 1,4м.

.

Вес колонн.

Вес надкрановой части колонны.

Надкрановая часть колонны имеет сечение 600х700.

Высота сечения подкрановой части 1900мм, высота сечения ветвей h₃=350мм. Высота сечения распорки h₄=350мм. Принимаем расстояние между полом и первой распоркой 1800мм, длина остальных ветвей (высота проемов) 1500мм (расстояние между осями распорок 1850мм). Заглубление колонны 1350мм.

Вес надкрановой части равен:

Вес подкрановой части равен.

Временная нагрузка

Снеговая нагрузка

.

Ветровая нагрузка.

Нормативное ветровое давление для третьего ветрового района p^н=0,38кПа.

Коэффициент надежности по нагрузке 1,4.

Расчетное ветровое давление р=0,532кПа.

Отметка верха колонны 13,2 м

Высота фермы 2,95 м.

Коэффициент учитывает изменение ветрового давления по высоте.

Интерполируя k, получим следующие его значения и значения ветровой нагрузки. На различных высотах.

ветровая нагрузка
Z, м	k	w1	w2
5,0000	0,5000	2,5536	1,9152
10,0000	0,6500	3,3197	2,4898
16,8000	0,7860	4,0143	3,0107
18,0000	0,8100	4,1368	3,1026
20,0000	0,8500	4,3411	3,2558

Приведем ветровую нагрузку к эквивалентной по моменту равномерно распределенной нагрузке. Давление ветра на парапеты заменяем сосредоточенными силами приложенными на уровне верха колон.



Крановая нагрузка.

Кран грузоподъемностью 30т, режим работы 2К(легкий).

Пролет моста крана L=16,5т, база К=5,25м, высота габарита 3,15м.

Вертикальное давление колеса на крановый рельс

горизонтальная поперечная тормозная нагрузка от одного колеса крана

Коэффициент надежности по нагрузке n_n=1,2, при учете двух смежных кранов режима 2К, n_с=0,85. Коэффициент увеличения вертикальной нагрузки на отдельное колесо крана учитывая неравномерность распределения нагрузки между колесами, n'_к=1,1.

x	12	6.75	10.6	5.35
z	1	0.563	0.883	0.446
ztot=z	2.892

Вертикальное давление на колонну:

;

;

Горизонтальное давление на колонну:

.

5. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ РАМЫ

Статический расчёт рамы выполнен на ЭВМ. Результаты расчёта, а также расчётные сочетания нагрузок приведены в таблицах ниже.

6. Расчёт и конструирование двухветвевой колонны

Бетон тяжелый класса В 30, подвергнутый тепловой обработке при атмосферном давлении R_b = 17 МПа; E_b = 29 10³ МПа, R_bt = 1.2 МПа.

В расчетное сопротивление бетона R_b следует ввести коэффициент условий работы бетона n_b2:

при учете постоянных, длительных и кратковременных нагрузок, кроме крановых и ветровых, n_b2 = 0.9;

при учете постоянных, длительных и кратковременных нагрузок, включая крановые и ветровые нагрузки, n_b2: =1.1.

Продольная арматура класса A-III, R_s = 365 МПа, R_sc = 365 МПа, Е_s =20010³ МПа.

Поперечная арматура (хомуты) класса A-I, R_s = 225 МПа, R_sw = 175 МПа, Е_s =20010³ МПа.

7. Расчёт надкрановой части колонны

Размеры прямоугольного сечения: ширина b = 600 мм, высота h = 700 мм, а = а'= 40 мм, h₀ = h-a=660 мм.

Подбор арматуры производим по расчетным усилиям второго сочетания:

M_max 415,7 кНм; N 1119,9 кН; Q?24,3 кН

Усилия от длительно действующей нагрузки N_? = 824,3 кН, M_? = 258,3 кНм.

Радиус инерции сечения:

Расчетная длина надкрановой части колонны с учетом крановой нагрузки

?_о = 2Н₁= 2^.5,1 = 10,2 м. Так как ? = ?_o / i =10200 / 202 = 50,5 > 14, необходимо

учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.

Эксцентриситет продольной силы

e_o = M / N = 415,7 / 1119,9 = 0.37 м.

Случайный эксцентриситет

Принимаем e_а = 2,3 cм.

Условная критическая сила равна:

где I bh³ / 12 0.60.7³ / 12 171,510⁴ м⁴

с_? 1 + mM_1? / M₁ 1 + 1513,8 / 762,9 1,67

M_1? M_? + N_?(h / 2 a) 258,3 + 824,3(0.7 / 2 0.04) 513,8 кНм

M₁ M + N(h / 2 a) 415,7 + 1119,9(0.7 / 2 0.04) 762,9 кНм

n e_o / h 0.37 / 0.70 0.53 > n_e,min 0.5 0.01?_o / h 0.01R_bn_b2 0.5 0.0110,2 / 0.7 0.01171.1 0.167, принимаем n 0.53

k E_s / E_b 20010³ / 2910³ 6.9,

kI_s k(A_s + A^'_s)(h / 2a)² kqbh₀(h / 2a)² 6.90.00350.60.66(0.35 0.04)² 9,210-⁴ м⁴

Коэффициент

1 / (1 N / N_cr) 1 / (1 1119,9 / 6657) 1.2

e e_o +0.5h a 0.371.2 + 0.50.7 0.04 0.754 м

Граничное значение высоты сжатой зоны:

где d k 0.008R_bn_b2 0.85 0.008171.1 0.7

c_sr R_s 365 МПа

c_sc,u 400 МПа, при n_b2 > 1

тогда k_{R R}(1 0.5 _R) 0.526(1 0.50.526) 0.388

Определяем площадь арматуры в сжатой зоне:

Площадь сечения арматуры A^'_s назначается по конструктивным соображениям. Согласно СНиП минимальный процент армирования - 0.2%

A^'_s 0.002bh₀ 0.0026066 7,92 см ²

Принимаем: 416 AIII с A^'_s 8,04 см ²

Уточняем значение k:

соответствующее значение 0.149, тогда

Площадь сечения арматуры A_s назначается по конструктивным соображениям:

принимаем: 416 AIII с A_s 8,04 см²

Коэффициент армирования равен:

? _x> ?_y следовательно расчёт сечения из плоскости рамы не производим.

8. Расчёт подкрановой части колонны

Она состоит из двух ветвей: высота всего сечения h 1900 мм, b 600 мм, сечение ветвей: ширина b_с = 600 мм, высота h_с = 350 мм, h₀ = 310 мм; расстояние между осями распорок s 1,850 м.

Подбор арматуры производим по расчетным усилиям в сечении 3:

M_max = -806,2 кНм; N =2817,9 кН; Q=78,1кН

Усилия от длительно действующей нагрузки

N_? = 1245,2 кН, M_?=-61,3 кНм.

Расчетная длина подкрановой части колонны

?_о = 1.5Н_н 1.59,3 = 13,95 м.

Так как l = ?_o / i =32,4> 14, необходимо учесть влияние прогиба на эксцентриситет продольной силы.

Находим усилия в сечениях ветвей колонны:

N_c N / 2 M /c

Эксцентриситет продольной силы при первой комбинации усилий:

e_o = M / N = 806,2 /2817,9 = 0.286 м.

Условная критическая сила равна:

Где

= 0,256 м⁴

с_? 1 + mM_1? / M₁ 1 + 11026 / 2990 1.34

M_1? M_? + N_?с/2 61,3 + 1245,21,55/2 1026 кНм

M₁ M + Nс/2 806,2 + 2817,91,55/2 2990 кНм

n e_o / с 0,286 / 1,55 0,184 < n_e,min 0.5 0.01?_o / с 0.01R_bn_b2 =0,387 принимаем n 0.387

k E_s / E_b 20010³ / 2910³ 6.9,

kI_s kqbh(c / 2)² 6.90.0050.60.35(1.55/2)² 0.0044 м⁴

Коэффициент

1 / (1 N / N_cr) 1 / (1 2817.9 / 40128) 1.075

N_c N / 2 M / c

Продольные силы в наружной ветви:

N_c1 2817.9/2 - 806.2h1.075/1.55 fc кН,

во внутренней ветви: N_c2 2817.9/2 h 806.2h1.075/1.55 = 1968 кН.

Изгибающий момент ветвей колонны равен:

M_c Qs / 4 78.11.85 / 4 36.12 кНм.

e_o M_c / N_c2 36.12 / 1968 0.018 м

e e₀ + h_c / 2 a 0.018 + 0.35 / 2 0.04 0.153 м.

Ветви колонны испытывают действие одинаковых изгибающих моментов разных знаков, поэтому подбираем симметричную арматуру.

;

; ; ;

;

Где d k 0.008R_bn_b2 0.85 0.008171.1 0.7

c_sr R_s 365 МПа

c_sc,u 400 МПа, при n_b2 > 1

Принимаем для расчёта б=0,43

см²

Площадь сечения арматуры A^'_s назначается по конструктивным соображениям. Согласно СНиП минимальный процент армирования - 0.2%

A^'_s 0.002bh₀ 0.0026031 3,72 см ²

Принимаем: 216 AIII с A^'_s 4,02 см ²

Проверяем необходимость расчёта из плоскости рамы.

0.8*9,3=7,44 м

см

54 <=26,12

Условная критическая сила определяется по формуле:

;

где: ;

с_? 1 + mM_1? / M₁ 1 + 11026 / 2990 1.34

M_1? M_? + N_?с/2 61,3 + 1245,21,55/2 1026 кНм

M₁ M + Nс/2 806,2 + 2817,91,55/2 2990 кНм

;

принимаем

эксцентриситет определяем по формуле.

;

Граничная высота сжатой зоны

Подбор сечения арматуры.

;

; ; ;

;

Армирование принимаем конструктивно µ_min=0.002

A_s+A_s'=0.002*35*56=3.92 см²

Принимаем: 216 AIII с A^'_s 4,02 см ²

Расчет промежуточной распорки

Изгибающий момент в распорке равен сумме моментов в двух ветвях, примыкающих к рамному узлу снизу и сверху:

M_p = QS /2 78,11,85 / 2 72,2 кНм.

Сечение распорки прямоугольное: b = 600 мм, h = 350 мм, h_o = 310 мм.

Армируем сечение двойной симметричной арматурой:

Принимаем 318 AIII с A_s 7,63 см²

Поперечная сила в распорке

Q_p = 2M_p/ c = 272,2 / 1,55 93,16 кН.

Так как > Q_p

Принимаем поперечную арматуру конструктивно 6 AI с шагом 150 мм

9. Расчёт внецентренно нагруженного фундамета под крайнюю двухветвевую колонну

Конструктивное решение. Основные геометрические размеры.

Условное расчётное сопротивление грунта R₀=0.250 МПа

Бетон класса В 12,5 R_bt=0.66 МПа

Вес единицы объёма материала фундамента и грунта на его обрезах 20 кН/м³

M = -806,2 кНм; N =2817,9 кН; Q=78,1кН

M_p = -701 кНм; N_p =2450 кН; Q_p=67.9кН

Глубина заложения фундамента назначается не менее 1.2 м. Для возможности выполнения работ нулевого цикла до установки колонн принимается фундамент с высоким расположением стакана.

Глубина заделки колонны в стакан фундамента:

h_з > 0.5 + 0.33*h_н =0.5 + 0.33*1.9 = 1.127 м;

h_з > 1.5b = 1.5*0.6 = 0.9 м.

Продольная рабочая арматура класса АIII растянутой ветви должна быть заведена за верхнюю грань стакана фундамента на длину не менее 33d = 33*16 428 мм.

Окончательно принимаем h_з = 1.2 м. Расстояние от дна стакана до подошвы фундамента принимаем 250 мм, раствор 50 мм. Фундамент H_ф=1500 мм с глубиной заложения 1650 мм. Две ступени по 300 мм, стакан 900 мм.

Предварительно площадь подошвы фундамента определим по формуле:

²,

где 1,05- коэффициент учитывающий наличие момента. Назначая соотношение сторон b/a=0.8, получаем а =м; b=0,8*4,1=3,08 м. Принимаем a x b=4,2х3,3 м.

Площадь подошвы фундамента А=4,2х3,3=13,86 , момент сопротивления W=.

Так как заглубление фундамента меньше 2 м, ширина подошвы более 1 м, необходимо уточнить нормативное давление на грунт основания по формуле:

 0,25 МПа

Пересчёт площади подошвы не производится вследствие незначительного изменения нормативного давления на грунт основания.

Определяем рабочую высоту фундамента из условия прочности на продавливание по формуле :

м,

где h - высота сечения колонны; =0,6 м - ширина сечения колонны; p=N/A=2817.9/13.86=203.3 кн/м; R=1.1*0.66=0.726 МПа =726 кн/м.

Полная высота фундамента Н=0,246+0,05=0,296<1,5 м. Следовательно, принятая высота фундамента достаточна.

Определяем краевое давление на основание. Изгибающий момент в уровне подошвы

701+67,9*1,5=802,85 кнм.

Нормативная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах

G=4.2*3.3*1.65*20*0.95=434,5 кн.

При условии, что

 м,

кн/м

< 1.2*R=1.2*250=300 кн/м

кн/м>0

Расчёт арматуры фундамента.

Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента в направлении длиной стороны а без учёта веса фундамента и грунта на его уступах от расчётных нагрузок :

2817,9/13,86+923,35/20,3742=248,6 кн/м

=2817,9/13,86-923,35/20,3742=158 кн/м

где =806,2+78,1*1,5=923,35 кнм

Расчётные изгибающие моменты:

-в сечении I-I

где

- в сечении II-II

кнм

- в сечении III-III

кнм

Требуемое сечение арматуры:

см

14510/28*0,9*54,6=10,55 см

52440/28*0,9*144,6=14,39 см

Принимаем 14Ш14 A-II c A=21,54 см с шагом 240 мм

Процент армирования:

*100=0,062 %>=0.05 %

Арматура, укладываемая параллельно меньшей стороне фундамента, определяется по изгибающему моменту в сечении IV-IV:

1/8*(3,3-0,6)*203,3*4,2=778 кнм

A=77800/(28*0.9*144,6)=21,35

Принимаем 20Ш12 A=22,6 с шагом 210 мм

*100=0,074 %>=0.05 %

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции/ Госстрой СССР.- М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. - 88 с.

2. Железобетонные и каменные конструкции. Методические указания к курсовому проекту 2. Ерёмин А.П./Саратов - 1996. - 30 с.

3. Бондаренко В.М. Железобетонные и каменные конструкции: Учеб. Для студентов вузов по спец. «Пром. и гражд. стр-во». - М.: Высш. Шк., 1987. - 384с.

4. Мадриков А.П. Примеры расчета железобетонных и каменных конструкций. - М.: Стройиздат, 1989. - 506с.

5. Байков В.Н. Железобетонные конструкции: Общий курс. - М.: Стройиздат, 1991. - 767 с.

6. Бондаренко В.М. Расчет железобетонных и каменных конструкций. - М.: Высш. Шк., 1988. - 304с.

Размещено на Allbest.ru