Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении (с неполным каркасом)

24

Размещено на http://www.allbest.ru/

24

Размещено на http://www.allbest.ru/

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

"Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении (с неполным каркасом)"

Введение

Железобетон представляет собой комплексный строительный материал, состоящий из бетона и стальных стержней, работающих в конструкции совместно в результате сил сцепления.

Известно, что бетон хорошо сопротивляется сжатию и значительно слабее растяжению, а стальные стержни имеют высокую прочность как при растяжении, так и при сжатии. Основная идея железобетона и состоит в том, чтобы рационально использовать лучшие свойства составляющих материалов при их совместной работе. Поэтому арматуру располагают так, чтобы возникающие в железобетонном элементе растягивающие усилия воспринимались в большей степени арматурой. В изгибаемых элементах, например в плитах, балках, настилах и др., основную арматуру размещают в нижней, растянутой зоне сечения, а в верхней, сжатой зоне ее либо совсем не ставят, либо ставят небольшое количество, необходимое для конструктивной связи стержней в единые каркасы и сетки. В элементах, работающих на сжатие, например в колоннах, включение в бетон небольшого количества арматуры также значительно повышает их несущую способность.

1. Цели и задачи конструирования

Целью работы является проектирование несущих конструкций неполного каркаса трехпролетного многоэтажного здания с монолитными ребристыми перекрытиями с балочными плитами. В составе проекта расчет и конструирование плиты перекрытия, двух пролетов второстепенной балки и средней колонны первого этажа.

Исходные данные

1. Размеры здания в плане: длина 54 м, ширина 16,2 м;

2. Сетка колонны - 5,4 м х 6 м;

3. Количество этажей - 5;

4. Высота этажей - 3,9 м;

5. Место строительства - г. Кемерово;

6. Полная временная нагрузка на междуэтажные перекрытия: 11 кПа, в том числе длительная часть 7кПа;

7. Здание отапливаемое, с неполным каркасом, стены кирпичные.

железобетон конструирование перекрытие стержень

2. Компоновка перекрытия

Толщина плиты перекрытия производственного здания принимается как

h_пл=(1/20…1/30) а,

где а назначают в пределах 1200…2200 мм расстояние между второстепенными балками принимаем равным 1350 мм.

Толщина плиты перекрытия должна быть не меньше 60 мм.

h_пл=0,0675…. 0,045 м,

принимаем h_пл=60 мм

Глубина опирания плиты на кирпичную стену назначаем равной 120 мм. Высота сечения второстепенных балок принимается

h_вб=(1/12….1/20) l₂=0,5…0,3 м

Принимаем h_вб=350 мм

а ширина

b_вб=(0,4…0,5) h_вб=140…175 мм

Принимаем b_вб=150 мм

Длина площади опирания второстепенных балок на кирпичную стену принимается равной 250 мм.

Высота главной балки назначается в пределах

h_гб=(1/8….1/15) l₁=0,675…. 0,36 м

Принимаем h_гб=500 мм

Ширина сечения

b_гб=(0,4…. 0,5) h_гб=250…200 мм

Принимаем b_гб=200 мм

Длина площадки опирания на кирпичную стену 380 мм.

h_к=300 мм

Расчетные пролеты плиты определяем:

- для крайних пролетов

l₀₁=a-b_вб/2-c+dn'/2=1,35-0,075-0,250+0,6=1,085 (м)

- для средних пролетов

l₀₂=a-b_вб=1,35-0,15=1,2 (м)

Расчетные пролеты второстепенной балки:

- для крайних пролетов

l₀₁=l₂ - b_гб/2-c+d_вб/2=6-0,1-0,250+0,125=5,775 (м)

- для средних пролетов

l₀₂=l₂-b_гб=6-0,1=5,9 (м)

Расчетные пролеты главной балки:

- для крайних пролетов

l₀₁=l₁-c+d_гб/2=5,4-0,25-0,175=4,975 (м)

- для средних пролетов

l₀₂=l₁ =5,4 (м)

3. Расчет и конструирование плиты перекрытия

Плита рассматривается как многопролетная балка шириной 1 м, загружена равномерно распределенной погонной нагрузкой q, кН/ м^2, численно равной нагрузке на 1м² (Таблица 1).

Таблица 1.

Наименование нагрузок	Нормативные нагрузки, кН/ м2		Расчетные нагрузки, кН/ м2
1. Постоянные - вес пола	1,4	1,2	1,68
Итого:	1,4		1,68
2. Временные - длительная - кратковременная	7	1,2	8,4
	4	1,2	4,8
Итого:	11		13,2
Полная нагрузка	12,4		14,88
Постоян. + длительн. нагрузки	8,4		10,08

h_пл=аvра=1,35v11•1,35=52,023 мм

h_пл=60 мм

Изгибающие моменты определяются по формулам:

М₁=±q•l²₀₁/11=±14,88 (1,085)²/11=1,592

М₂=±q•l²₀₂/16=±14,88 (1,2)²/16=1,339

Подбор арматуры в средних пролетах.

Предполагая использовать проволоку O5 Вр-I, при минимальном защитном слое для проволочной арматуры 10 мм полезная высота сечения

h₀=60-12,5=47,5 мм

Определяем высоту сжатой зоны, для этого вычислим коэффициент

?_м=М₂/(R_bbh₀²)=1,339•10⁶/(10,35•1000•47,5²)=0,0573

Относительная высота сжатой зоны

?=х/h₀=1-v1-2•0,0573=0,059

Для сечений, в которых предусмотрено образование пластического шарнира должно быть выполнено условие:

??0,37; 0,059?0,37

х=?•h₀=2,803

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры

А_s=R_bbx/R_s=10,35•1000•2,803/410=70,758мм²

А_s^ф=78,5мм²

Принимаем для сетки С1 4O5 Вр-1 с шагом 250 мм.

Проверяем прочность при подобранной арматуре:

х=R_s•A_s/(R_b•b)=410•78,5/(10,35•1000)=3,109

M_u= R_bbx(h₀/0,5x)=10,35•1000•3,109 (47,5-0,5•3,109)=1,478•10⁶Hмм

M_u> М₂

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

Подбор арматуры в крайних пролетах.

?_м=М₂/(R_bbh₀²)=1,592•10⁶/(10,35•1000•47,5²)=0,0682

Относительная высота сжатой зоны

?=х/h₀=1-v1-2•0,0682=0,0706

Для сечений, в которых предусмотрено образование пластического шарнира, должно быть выполнено условие:

??0,37; 0,0706?0,37

х=?•h₀=3,35

Определяем требуемую площадь сечения растянутой арматуры

А_s=R_bbx/R_s=10,35•1000•3,35/410=84,567мм²

А_s^ф=98,2мм²

Сетка С2 должна иметь арматуру с площадью А_s=A_s-A_s1=84,567-98,2=-13,633

Сетка С2 не требуется.

4. Расчет и конструирование второстепенной балки

Шаг второстепенных балок - а=1,35 м, ширина b_вб=150 мм, высота сечения

h_вб=350 мм.

l₀₁=5,775 м

l₀₂=5,9 м

Rb=10,35 Мпа

Rbt=0,81 Мпа

Продольная арматура класса А-III с расчетным сопротивлением Rs=365Мпа.

Нагрузки и воздействия.

g_вб=(0,35-0,06) 0,15•1•25•1,1=1,196 (Кн/м)

g=(3,33•1,35+1,196)•1•0,95=5,4 (Кн/м)

p=13,2•1,35•1•0,95=16,929 (Кн/м)

Таблица 2.

Наименование нагрузок	Нормативные нагрузки, Кн/ м2		Расчетные нагрузки, Кн/ м2
1. Постоянные - собственный вес плиты - вес пола	1,5	1,1	1,65
	1,4	1,2	1,68
Итого:	2,9		3,33
2. Временные - длительная - кратковременная	7	1,2	8,4
	4	1,2	4,8
Итого:	11		13,2
Полная нагрузка	13,9		16,53
Постоян. + длительн. нагрузки	9,9		11,7

Определяем максимальные пролетные и минимальные опорные изгибающие моменты:

- в крайнем пролете

М₁=q•l₀₁²/11=16,53•(5,837)²/11=50,1168•10⁶Н•мм

- на грани первой промежуточной опоры

l_0ср=(5,775+5,9)/2=5,837 м

М₀₁=-q•l_0ср²/14=16,53•(5,837)²/14=40,2345•10⁶Н•мм

- В средних пролетах и на гранях средних опор

М₂= М₀₂=±q•l₀₂²/16=±16,53•(5,9)²/16=35,963•10⁶Н•мм

Остальные ординаты эпюры изгибающих моментов вычисляем по зависимости:

M_max=±?•q•l₀

^min

p/g=16,929/5,4=3,135

Для сжатой зоны l₀=5,9 м

М₅=-0,0715•16,53•34,81=-41,142кН?м

М₆=-0,0715•16,53•34,81=-20,139 кН?м

М₇=-0,016•16,53•34,81=-9,78 кН?м

М₈=-0,014•16,53•34,81=-8,63 кН?м

М₉=-0,029•16,53•34,81=-16,687 кН?м

М₁₀=-0,0625•16,53•34,81=-35,963 кН?м

М₁₁=-0,028•16,53•34,81=-16,11 кН?м

М₁₂=-0,610•16,53•34,81=-5,754 кН?м

М₁₃=-5,754 кН?м

М₁₄=-0,028•16,53•34,81=-16,11 кН?м

М₁₅=-0,0625•16,53•34,81=-35,96 кН?м

Для растянутой зоны

М₁=0,065•16,53•34,81=37,4 кН?м

М₂=0,09•16,53•34,81=51,786 кН?м

М₂=0,091•16,53•34,81=52,362 кН?м

М₃=0,075•16,53•34,81=43,155 кН?м

М₄=0,1•16,53•34,81=5,754 кН?м

М₆=0,018•16,53•34,81=10,357 кН?м

М₇=0,058•16,53•34,81=33,3737 кН?м

М_*=0,0625•16,53•34,81=35,963 кН?м

М₈=-0,058•16,53•34,81=33,3737 кН?м

М₉=-0,018•16,53•34,81=10,357 кН?м

Находим поперечные силы на гранях опор:

Q_A=0,4•q•l₀₁=0,4•16,53•5,775=38,184•10³Н

Первой промежуточной слева:

Q_В^л=-0,6•q•l₀₁=-0,6•16,53•5,775=-58,516•10³Н

Первой промежуточной справа:

Q_В^п=0,5•q•l₀₂=0,5•16,53•5,9=48,7635•10³Н

Для всех остальных:

Q_С^л= Q_С^п=±0,5•q•l₀₂=0,5•16,53•5,9=48,7635•10³Н



Построение эпюры материалов

Для построения эпюры материалов используем эпюру огибающих моментов и значения М_u с принятым армированием пролетных и опорных сечений. Определяем несущую способность балки при конструктивной верхней арматуре 2O10 АIII c площадью А_s=157мм² и R_s=365МПа.

х=R_s•A_s/(R_b•b)=365•157/(10,35•150)=36,912 мм

M_u= R_bbх (h₀-0,5x)=10,35•150•36,912 (320-0,5•36,912)=17,279•10⁶Hмм

?₁=42,2*10³/216,3+50=244,8 мм

?₂=23,9*10³/216,3+50=160,64 мм

?₃=29,9*10³/216,3+50=188,04 мм

?₄=30,4*10³/216,3+50=190,35 мм

?₅=30,4*10³/216,3+50=190,35 мм

Эпюра материалов

Расчет прочности нормальных сечений

На положительные изгибающие моменты в пролете балка работает как тавровое сечение с полкой в сжатой зоне. При h_пл/ h_вб>0,1 ширину сжатой полки b'_f принимаем равной расстоянию между осями второстепенных балок а=1350.

h_пл/ h_вб=60/150=0,4; 0,4>0,1

На отрицательные изгибающие моменты балка работает как прямоугольная с шириной b=150 мм. Расстояние а от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани балки принимаем а=30 мм. Высота сжатой зоны ограничивается условием ?=x/h₀?0,37

Полезная высота второстепенной балки должна быть не менее

h₀^min=1,8v|M₀₁|/(R_b•b)=1,8v|40,23•10⁶|/(10,35•150)=289,8 мм

h₀= h_вб-30=350-30=320

320 мм>289,8 мм

Продольную арматуру подбираем в четырех сечениях: в первом пролете, над первой от края опорой, в среднем пролете и над второй опорой. В остальных пролетах и над остальными промежуточными опорами сечение арматуры принимают таким же, как в среднем пролете и над второй опорой.

Подбираем арматуру в первом пролете (тавровое сечение). Определим граничный момент при x=h'_f

М_гр=R_b•b'_f•h'_f (h₀-0,5•h'_f)=10,35•1350•60 (320-0,5•60) =243•10⁶Н•мм

243•10⁶Н•мм>М₁=50,116•10⁶Н•мм

Сжатая зона не выходит за пределы полки.

?_м=М₁/(R_b•b'_f•h⁰₂)=50,116•10⁶/(10,35•1350•320²)=0,035

Относительная высота сжатой зоны

?=1-v1-2?_м=1-v1-2•0,094=0,0402<?_R=0,627

х=?•h₀=0,0402•320=12,864<h_пл=60 мм

Определим требуемую площадь растянутой арматуры

А_s=R_b •b'_f •х/R_s=10,35•1350•12,864/365=437,728мм²

Принимаем 2O18 АIII c площадью А_s^ф=509мм²

Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой

х=R_s•A_s/(R_b•b'_f)=365•509/(10,35•1350)=14,958 мм

M_u= R_bb'_fх(h₀-0,5x)=10,35•1350•14,958 (320-0,5•14,958)=65,317093•10⁶Hмм

M_u> М₁

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

Подбираем арматуру во втором пролете (тавровое сечение).

Определяем коэффициент

?_м=М₂/(R_b•b'_f•h⁰₂)=35,963•10⁶/(10,35•1350•320²)=0,025

Относительная высота сжатой зоны

?=1-v1-2?_м=1-v1-2•0,025=0,0253<?_R=0,627

х= ?•h₀=0,0253•320=8,102<h_пл=60 мм

Определим требуемую площадь растянутой арматуры

А_s=R_b •b'_f •х/R_s=10,35•1350•8,102/365=310,151мм²

Принимаем 2O16 АIII c площадью А_s^ф=402мм²

Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой.

а=26 мм.

h₀= h_вб-26=350-26=324

х=R_s•A_s/(R_b•b'_f)=365•402/(10,35•1350)=10,5 мм

M_u= R_bb'_fх(h₀-0,5x)=10,35•1350•10,5 (324-0,5•10,958)=46,7306•10⁶Hмм

M_u> М₂

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

Подбираем арматуру на первой промежуточной опоре (прямоугольное сечение). При назначении расстояния а от центра тяжести продольной арматуры до растянутой грани балки следует учитывать, что в нем должна разместиться сетка плиты, в моем случае одна, принимаю а=40, арматура не более 24 мм. Тогда h₀=350-40=310 мм>241,5 мм

Определим граничный момент при x=h'_f

?_м=М₀₁/(R_b•b•h⁰)=40,234•10⁶/(10,35•150•310²)=0,27

Относительная высота сжатой зоны

?=1-v1-2?_м=1-v1-2•0,27=0,3217<?_R=0,37

х= ?•h₀=0,3217•310=99,727 мм

Определим требуемую площадь растянутой арматуры

А_s=R_b •b •х/R_s=10,35•150•99,727/365=424,18мм²

Принимаем 2O18 АIII c площадью А_s^ф=509мм²

Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой

х=R_s•A_s/(R_b•b)=365•509/(10,35•150)=119,668 мм

M_u= R_bbх (h₀-0,5x)=10,35•150•119,668 (310-0,5•119,668)=46,47698•10⁶Hмм

M_u> М₀₁

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

Подбираем арматуру на второй промежуточной опоре (прямоугольное сечение).

Определяем коэффициент

?_м=М₂/(R_b•b•h⁰)=35,963•10⁶/(10,35•150•310²)=0,24

Относительная высота сжатой зоны

?=1-v1-2?_м=1-v1-2•0,24=0,28<?_R=0,37

х= ?•h₀=0,28•310=86,8 мм

Определим требуемую площадь растянутой арматуры

А_s=R_b •b•х/R_s=10,35•150•86,8/365=369,197мм²

Принимаем 2O16 АIII c площадью А_s^ф=402мм²

Определим несущую способность сечения с выбранной арматурой

х=R_s•A_s/(R_b•b)=365•402/(10,35•150)=94,5 мм

M_u= R_bbх(h₀-0,5x)=10,35•150•94,5 (310-0,5•94,5)=38,548•10⁶Hмм

M_u> М₀₂

Прочность достаточна, арматура подобрана правильно.

Проверяем конструктивные требования: при минимальной площади арматуры А_s^ф=402мм² ?=А_s/b h₀=402/(150•310)=0,008645> ? _min=0,0005.

Конструктивные требования соблюдены.

Расчет по прочности наклонных сечений

Выполняем расчет у опор, где действуют наивысшие поперечные силы. Полка расположена в растянутой зоне бетона и поэтому сечения рассматриваем как прямоугольные, принимая коэффициент ?_f=0.

Проверяем прочность балки по наклонной полосе на сжатие слева от первой промежуточной опоры, где действует наибольшая поперечная сила Q=58,516•10³Н, по условию Q?0,3•?_w1•?_b1 R_b•b•h₀

Коэффициент ?_w1, учитывающий влияние хомутов, нормальных к продольной оси элемента, определяется по формуле ?_w1=1+5??_w, но не более 1.3.

?=Е_s/E_b

?=A_sw/b_s

Принимаем ?_w1=1.

?_b1=1-?R_b=1-0,01•10,35=0,8965

? - коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона 0,01

Расстояние а принимаем а=30 мм

0,3•1•0,8965•10,35•150•320=417,5448•10³Н > Q=58,516•10³Н

Прочность балки по наклонной полосе обеспечена.

Для расчета прочности по наклонной трещине предварительно принимаем диаметр и шаг поперечных стержней в крайних четвертях пролета по конструктивным требованиям: по условию сварки d?1/4d_прод., 18/4=4,5 мм, принимаем d=6 мм АIII при 2х каркасах А_sw=57 мм с R_sw=285 МПа т. к. d?1/3d_прод..

Шаг поперечных стержней S₁:

при h_вб?450 мм S₁? h_вб/2 и не более 150 мм

350 мм/2=175 мм

Принимаем S₁=150 мм

Интенсивность поперечного армирования

q_sw= R_sw A_sw/S₁=285•57/150=108.3H/мм

Тогда проекция наклонной трещины

с₀=v ?_b2 R_bt•b•h²₀/ q_sw=v2•0,81•150•320²/108,3=479,335 мм

h₀ ?с₀ ?2h₀

320 мм?479 мм?640 мм

Условия по ограничению длины проекции соблюдены, для дальнейшего расчета принимаем с₀=479,335 мм.

Проекция наклонного сечения

с=v ?_b2 R_bt•b•h²₀/ q=v2•0,81•150•320²/16,53=1226,92 мм

с₀ ?с ?3,33• h₀

479 ?1226,92 ?1065,6

Принимаем с=3,33•320=1065,6 мм

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном

Q_b=2•0,81•150•320²/1065,6=23,35•10³<Q=58,516•10³Н

Поперечная арматура требуется по расчету.

Поперечное усилие, воспринимаемое хомутами в наклонной трещине,

Q_sw=q_sw• с₀=108,3•479,335=51,911•10³Н

Суммарное усилие, воспринимаемое сечением,

Q_u= Q_b+ Q_sw=23,35•10³+51,911•10³=75,261•10³Н>Q=58,516•10³Н

Прочность балки по наклонной трещине обеспечена.

5. Расчет и конструирование рядовой колонны 1 го этажа

Требуется рассчитать и законструировать наиболее нагруженную колонну первого этажа здания.

Высота этажа h_эт=3,9 м; 5 этажей; сечение колонны 300х300 мм. Бетон класса В20 (R_b=10,35МПа), рабочая арматура класса А-III (R_s=R_sc=365МПа)

Таблица 3. Сбор нагрузок на 1м² покрытия:

Наименование нагрузок	Нормативные нагрузки, Кн/ м2		Расчетные нагрузки, Кн/ м2
1. Постоянные - собственный вес плиты - вес пола	1,5	1,1	1,65
	1,4	1,2	1,68
Итого:	2,9		3,33
2. Временные - длительная - кратковременная	0,84		1,2
	1,68		2,4
Итого:	1,68		2,4
Полная нагрузка	4,58		5,73
Постоян. + длительн. нагрузки	3,74		4,53

Определение усилия в колонне.

Полное усилие в колонне:

N=N₁+N₂+N₃+N₄+N₅

Усилие в колонне от постоянной и длительной нагрузок:

N_l=N_1,l +N₂+N₃+N₄+N_5,l

Расчетная нагрузка от перекрытия:

N₁=q^рн_т2•А_гр•(n-1)=16,53•32,4•4=2142,288кН

А_гр=l₁•l₂=5,4•6=32,4м²

Расчетная нагрузка от второстепенных балок:

N₂=m•q_вб(l₂-b_вб) n=5•1,196 (6000-150) 5=174915кН

Нагрузка от веса главных балок:

N₃=q_гб(l₁-h_к) n=2,2 (5,4-0,3) 5=52,8кН

q_гб=(h_гб-h_пл) b_гб=(500-60) 200=2,2кН

Нагрузка от веса колонны:

N₄= h_эт• h_к²•25•1,1•n=3,9•0,4²•25•1,1•5=85,8кН

Нагрузка от веса покрытия:

N₅= q^рн_т3•А_гр=5,73•32,4=185,652кН

N=2142,288+174915+52,8+85,8+185,652=177381,54 кН

N_1,l= q^{пост+длит}_т2•А_гр•(n-1)=9,9•32,4•4=1283,04 кН

N_5,l= q^{пост+длит}_т3•А_гр=3,74•32,4=121,176кН

N_l=1283,04+174915+5,28085,8+121,176=176410,296 кН

С учетом коэффициента надежности ?_n=0,95 получим:

N=168512,46 кН

N_l=167589,781 кН

Расчетная схема

С учетом защемления в фундамент, рабочая длина колонны 1 го этажа составит:

l₀=0,7 (h_эт+1)=0,7 (3,9+1)=3,43 м

Расчет прочности нормального сечения

N??(R_b А_b+ R_sc А_stot)

А_b=300?300=90000мм²

? - коэффициент продольного изгиба, принимаем в зависимости от

?= l₀/ h_к=11,433

и

N_l/ N=0,99

?=0,89

А_stot=(168512,46-829035)/324,85=-2033,315мм²

Принимаем 4O12 конструктивно. Тогда А_s=452мм²

Диаметр поперечных стержней d_sw=(1/3-1/4) d_s принимаю d_sw=4 мм.

?*= ?₁+2•(?₂ - ?₁) R_sc А_s/(R_b А_b)? ?₂

?₁=0,87

?₂=0,89

?*= 0,87+2•(0,89 - 0,87) 365•452/(10,35•900000)? 0,89

0,016? 0,89

Конструирование

Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

?= А_s/bh₀=452*100/(600*260)=0,289

При гибкости колонны ?= l₀/ h_к=11,433, это выше минимально допустимого

?_min=0,1%.

Суммарный процент армирования не превышает рекомендуемого максимального ?_max=3%.

Поэтому шаг поперечных стержней должен быть s=20d_s=240 мм с учетом кратности 50 мм принимаю s=250 мм.

Защитный слой бетона до рабочей арматуры должен составлять не менее 20 мм и не менее d_s, принимаю 20 мм.

Заключение

Основу совместной работы бетона и арматуры составляет благоприятное природное сочетание их некоторых важных физико-механических свойств, а именно:

1) сталь и бетон имеют близкие по значению коэффициенты линейного расширения - для бетона 0,00001 - 0,000015, для стали 0,000012, поэтому при температурных изменениях (до 100° С) дополнительные напряжения в зоне контакта арматуры с бетоном не возникают и сцепление не нарушается, оба материала работают совместно;

2) бетон при твердении дает некоторую усадку, благодаря чему его сцепление с арматурой еще больше увеличивается;

3) плотный тяжелый бетон является хорошей защитой арматуры от коррозии и огня.

Благодаря многочисленным положительным свойствам железобетона - долговечности, огнестойкости, высокой прочности и жесткости, плотности, гигиеничности и сравнительно небольшим эксплуатационным расходам конструкции из него широко применяют во всех областях строительства.

Список используемой литературы

1. СНиП 2.03.01-84* «Бетонные и железобетонные конструкции»

2. СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»

3. Мандриков А.П. «Примеры расчета железобетонных конструкций»

4. Редько Ю.М. Методические указания по выполнению курсового проекта «Железобетонные конструкции многоэтажного здания в монолитном исполнении»

Размещено на Allbest.ru