Оптимизация стропильной конструкции

Методические указания. Программная система АОС-ЖБК [11] позволяет выполнить оптимизацию проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости стали и бетона, при этом за единицу автоматически принимается относительная стоимость рассчитанного студентом варианта по индивидуальному заданию.

Варьируемыми параметрами могут быть: тип стропильной конструкции и соответствующие типы опалубочных форм, классы бетона, классы ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.

1.4 Проектирование колонны:

Таблица 3. Определение основных сочетаний расчетных усилий в сечении 3-3 колонны по оси Б.

№	Загружения и усилия		Расчетное сочетание усилий (силы – в кН; моменты – в кН/м)
			N Mmax	N Mmin	Nmax Mmax (Mmin)	Nmin Mmax (Mmin)
	загруженния		1+(10+18)*0,85	1+(6+12)*0,7+14*0,85	1+2+(6+12)*0,7+ +14*0,85	1+(6+12)*0,7+14*0,85
1	У С И Л И Я	N	248,89	248,89	324,49	248,89
		M	47,0835	-97,289	-90,059	-90,059
		N1	248,89	248,89	324,49	324,49
		M1	11,29	11,29	18,52	18,52
		Nsh	0	0	0	0
		Msh	35,7935	-108,58	-108,58	-108,58
	загруженния		1+(2+(10+18)*0,85+22)*1	1+((6+14)*0,85+23)*0,9	1+(2+(6+14)*0,85+23)*0,9	1+((6+14)*0,85+23)*0,9
2	У С И Л И Я	N	316,93	248,89	316,93	248,89
		M	52,4951	-94,09	-87,58	-94,09
		N1	248,89	248,89	248,89	248,89
		M1	11,29	11,29	11,29	11,29
		Nsh	68,04	0	68,04	0
		Msh	41,2051	-105,38	-98,87	-105,38

 

Размеры сечения надкрановой части колонны b=400 мм, h=600 мм. Назначаем для продольной арматуры а=а'=40 мм, тогда h₀=h–а=600–40=560 мм.

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и М_min:

 

N = 248,89 кН, М = | M_min | = 97,289 кН·м;

N _l = 248,89 кН, М _l = 11,29; N_sh = 0; М_sh = 108,58 кН·м.

 

Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия, то вычисляем коэффициент условий работы бетона γ _bl согласно п. 3.1 [3]. Для этого находим: момент от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок непродолжительного действия) относительно оси, проходящей через наиболее растянутый (или менее сжатый) стержень арматуры:

 

 M_I=(N – N_sh)(h₀ - а')/2 + (М – M_sh) = (248,89-0) (0,56-0,04) / 2+ (97,289-108,581)= 53,42 кНм;

 

то же, от всех нагрузок

 

M_II=N(h₀ –а')/2+М= 248,89(0,56–0,04) / 2 + 97,289 = 162,0004 кНм.

 

Тогда при γ_b2 =0,9 получим γ _bl = 0,9М_П/М_I = 0,9·162 /53,42= 2,73>1,1.

Принимаем у_ы = 1,1 и R_b = 1,1·19,5 = 21,45 МПа.

Расчетная длина подкрановой части колонны при учете нагрузок от кранов равна l ₀= 12,375 м (см. табл.1). Так как l ₀/h=12,375/0,6=6,5>4, то расчет производим с учетом прогиба элемента, вычисляя N_cr по формуле (93) [3]. Для этого находим е₀ = M/N=97,28·10⁶/(248,89·10³) =390,89 мм > е_а = h/30=600/30=20 мм; так как е₀/h= 390,9/700=0,55 > δ_e,_min=0,5–0,01· l ₀/h–0,01R_b=0,2205, принимаем δ_e = e ₀/h=0,55.

Поскольку изгибающие моменты от полной нагрузки и от постоянных и длительных нагрузок имеют разные знаки и е₀=390,89 мм>0,1h=70 мм, то принимаем φ_l=1.

С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриситеты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения коэффициент армирования μ=0,004, тогда при а=Е_s/Е_b=190 000/32 500=5,85 получим:

 

 

 

Коэффициент η будет равен: η= 1/(1–N/ N_cr)=l / (1–248,89/30745)=1,008.

Вычислим значение эксцентриситета с учетом прогиба элемента по формуле:

 е=е₀η+(h_о—а'}/2= 390,8· 1,008+ (560—40)/2=653,12 мм.

Необходимое продольное армирование определим согласно п. 3.62 [3]. По табл. 18 [3] находим ξ_R=0,519 и α_R=0,384.

Вычислим значения коэффициентов:

 

α_n=N/(R_bbh₀)=248,89·10³/(21,45 • 400 ×560)=0,0518;

α_m1= Ne /(R _bh₀²)=248,89·10³ • 653/(21,45 • 400 • 560²)= 0,0604;

б=а'/h₀= 40/560=0,0714.

Так как α_n < ξ_R, значения A=A'_S определяем по формуле

 

 

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A'_S= 0,002bh₀=0,002·400·560=448 мм².

Тогда получим (A=(A_s+A'_s)/(M)=(448+448)/(400·600)=0,0044, что незначительно отличается от предварительно принятого μ=0,004, следовательно,расчет можно не уточнять, а окончательно принять S_sn=A_s=448 мм².

Определим площадь сечения продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (слева) для несимметричного армирования с учетом, что со стороны сжатой грани (справа) должно удовлетворяться условие A'_s≥A_S,fact =A_sn=448 мм² (по предыдущему расчету). В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и М_min.

Вычислим коэффициент γ _bl:, M_I=(356,75–75,6)(0,56–0,04)/2+(17,22-6,18)= 62,1кНм; M_II=356,75(0,56–0,04)/2+17,22= 110 кНм; γ_b2 =1 получим γ _bl = 0,9М_П/М_I=0,9·110/62,1= 1,6>1,1. Принимаем у_ы = 1,1 и R_b = 1,1·19,8 = 21,78 МПа. кН • м.

 

η=l/(l–356,75/4958,4)=1,08.

 

Вычисляем е₀ = М / N=17,22·10⁶/(356,75·10³)=48,26 мм, тогда e=e₀η+(h₀-a')/2=48,26· ·1,08+(566—40)/2==312,1 мм.

Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно п. 3.66 [3].

Тогда получим:

 

 

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]: A=A'_S= 0,002bh₀=0,002·400·560=448 мм².

Конструирование продольной и поперечной арматуры колонны с расчётом подкрановой консоли: анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2 ø 18 А-III (A_Sл=A_sn=509 мм²>448 мм²).

В подкрановой части колонны наиболее опасным будет сечение 4-4, 5-5, 6-6, для которого у левой грани принимаем продольную арматуру из 2ø20 А-III(A_Sл=A_sn=628мм²>608 мм²).

Поперечную арматуру в надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-I, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 мм (не более 20d=20·18=360 мм).

Выполняем проверку принятого продольного армирования на прочность в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил.

Для над крановой части колонны имеем: N=324,49 кН; N,=248,89 кН; N_sh=0. Поскольку нет нагрузок непродолжительного действия, то расчетные сопротивления бетона принимаем с γ_b2=1 (при заданной влажности 80 %). Размеры сечения: b=600мм, h=400 мм. Назначая а=а'=40 мм, получим h₀=h-а=400-40=360 мм. Расчетная длина над крановой части колонны l ₀=5,85 м (см. табл. 2.1). Так как /₀/h=5850/400=14,625>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Находим значение случайного эксцентриситета:

 е_а>h/30=400/30=13,33мм; е_а>H₂/600=3900/600=6,5мм; е_а>10мм. принимаем е_а=13,33мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

 

М= N·е_а =324,49·10³·13,33=4,325·10⁶Нмм= 4,325 кНм;

М _l = N _l·e _а=248,89·10³·13,33=3,12·10⁶ Нмм=3,12 кНм.

 

Для определения N_cr вычисляем:

 

 M_{1 l} = N_l ·(h ₀ —а')/2+М _l =248,89(0,36-0,04)/2+3,12=43,07 кН·м;

 M_l=N(h₀—a')/2+M=324,49(0,36-0,04)/2+4,325=56,2434 кНм;

φ_l=1+(1·43,07)/56,2434= 1.7658<2;

μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(600·400)=0,00424;

 

так как e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01·14,625–0,01·19,5=0,158, принимаем δ_e=δ_emin=0,156.

Тогда:

 

 

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33 · l,0521+(360—40)/2= 174,0245 мм.

 

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(R_bb)=324,49·10³/(19,5-600)=27,73 мм. Так как x<ξ_R·h₀=0,519·360=186,84 мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

 R_bbx(h₀–0,5х)+R_sc·A´_s(h₀-а')=19,5·600·27,73(360–0,5·27,73) +280·509 (360-40) = =157,9·10⁶ Н·мм =157,9 кНм > Ne = 324,42·0,174 = 56,47 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена

При проверке прочности подкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2 ø20 А-III (A_s=A'_s=628мм²). В этом случае имеем размеры сечения: h=700мм, a=400мм и расчетную длину l ₀=6,6 м (см. табл. 2.1). Так как l ₀/h=6600/400=16,5>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность, а расчетными усилиями в сечении 6 — 6 будут: N=851,25 кН; N _l =397,6 кН; N_sh=385,62 кН.

Находим значение случайного эксцентриситета: е_а>h/30=400/30=13,33 мм; е_а>H₂/700=7560/700=10.08 мм; е_а>10 мм. Принимаем е_а=13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будут равны:

 

М= N·е_а =922,6·10³ ·13,33=12,29·10⁶ Нмм= 12,29 кНм;

 М _l =N _l·e _а=468,94 ·10³·13,33=6,25·10⁶ Нмм=6,25кНм.

 

Для определения N_cr вычисляем:

 

M_{1 l} = N_l ·(h ₀ -а')/2+М _l =468,94(0,36-0,04)/2+6,25=81,3кНм;

M_l=N(h₀-a’)/2+M=922,6(0,36-0,04)/2+12,29=160 кНм;

φ_l=1+(1·81,3)/160= 1,51<2;

μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(800·400)=0,00477; так как

e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01·18.9–0,01·19,8=0,113, принимаем δ_e=δ_emin=0,113.

 

Тогда:

'.

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33·1,148+(360—40)/2= 175,3 мм.

 

Проверку прочности сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем

 

x=N/(R_bb)=922,6·10³/(19,8·800)=58,2мм.

 

Так как x<ξ_R·h₀=0,582·360=209,5мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]:

R_bbx(h₀–0,5х)+R_sc·A´_s(h₀-а')=19,8·800·58,2(360-0,5·58,2) +365·763(360-40)=394,17·10⁶Нмм =394,17 кНм > Ne = 922,6·0,1753 = 161,7 кНм, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена.

Расчет прочности подкрановой консоли производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ψ=0,85, или Q = G₆+D_maxψ = 48,4+504,1·0,85 = 476,89 кН (см. раздел 2.1).

Проверяем прочность консоли на действие поперечной силы при возможном разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3]. Поскольку 2,5R_bt·b·h₀ = 2,5·1,3·400·1060 = =1378·10³ Н=1378 кН > Q = 476,89 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A-I, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм.

Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (208) [3]:

A_s=Q l ₁ /(h₀R_s)=476,89·10³·450/(1060·280)=723,3мм². Принимаем 3 ø 16 А-III (A₅=763мм²).

1.5  Проектирование монолитного внецентренно-нагруженного фундамента:

 

Для предварительного определения размеров подошвы фундамента находим усилия Nⁿ_f и Mⁿ_f на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций.

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна G₃=35,7192 кН (см. раздел 2.1), а для расчета основания Gⁿ₃ = G₃/γ_f = 35,7192/1,1 = 32,472 кН. Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е₃ = 240/2+400 = 520мм = 0,52м.

Анализируя значения усилий в таблице находим, что наиболее неблагоприятной комбинацией для предварительного определения размеров подошвы фундамента по условию максимального эксцентриситета (отрыва фундамента) является вторая комбинация усилий. В этом случае получим следующие значения усилий на уровне подошвы фундамента:

 

N_fⁿ= Nⁿ + Gⁿ₃ = 474,56+32,472 = 507,032 кН;

М_fⁿ=М^п + Q·h_f +G₃ⁿ_· е ₃ = -225,61-29,36·2,4-32,47·0,52= -312,949 кН·м;

e ₀ = | М_fⁿ / N_fⁿ| = 312,1/575,21 = 0,54 м.

 

С учетом эксцентриситета продольной силы воспользуемся формулами табл. XII.I. [1] для предварительного определения размеров подошвы фундамента по схеме 2:

 м

 м

м

 

где γ_m= 20 кН/м — средний удельный вес фундамента с засыпкой грунта на его обрезах; R= R₀ = 0,3 МПа = 300 кПа - условное расчетное сопротивление грунта по индивидуальному заданию.

Принимаем предварительно размеры подошвы фундамента, а =2,7 м и b=2,1 м. Уточняем расчетное сопротивление песчаного грунта основания согласно прил. 3 [9]:

 

R=R₀[1+k₁(b– b₀)/b₀]+ k₂·γ_m(d -d₀)=250·(1+0,125·(2,1-1)/1)+0,25·20(2,55-2)=287,125кПа,

 

где k₁ = 0,125 и ki = 0,25 принято для песчаных грунтов по [9].

Определим усилия на уровне подошвы фундамента принятых размеров от нормативных нагрузок и соответствующие им краевые давления на грунт по формулам:

 

Nⁿ_inf= Nⁿ + Gⁿ₃ +a·b·d·γ_m·γ_n; Мⁿ_inf=М^п + Q·h_f +G₃ⁿ_· е ₃; Pⁿ_л(п)= Nⁿ_inf/A_f±Мⁿ_inf/A_f: где γ_m =1 - для класса ответственности здания I; A_f= ab = 2,7·1,8 =5,67 м²;W_f = ba²/6 = 1,8·2,7²/6=2,552 м³.

 

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

Комбинация усилий от колонны	Усилия		Давление к.Па.
	Мninf	Nninf	Pnл	Pnп	Pnm
Первая	943,522	46,95	148,005	184,807	166,406
Вторая	796,202	-312,949	263,077	17,771	140,424
Третья	1061,862	-212,378	270,514	104,041	187,277

 

Так как вычисленные значения давлений на грунт основания:

Рⁿ_mах =270,514кПа < l,2R = 1,2·287,125 = 344,55 кПа;

Pⁿ_min = 17,771 кПа > 0;

Pⁿ_m= 187,277 кПа < R = 287,125 кПа;

 

 то предварительно назначенные размеры подошвы фундамента удовлетворяют предъявляемым требованиям по деформациям основания и отсутствию отрыва части фундамента от грунта при крановых нагрузках. Таким образом, оставляем окончательно размеры подошвы фундамента а = 2,7 м и b = 2,1 м.

Расчет тела фундамента выполняем для принятых размеров ступеней и стакана согласно рисунку. Глубина стакана назначена в соответствии с типом опалубки колонны по приложению V, а поперечное сечение подколенника имеет размеры типовых конструкций фундаментов под колонны промышленных зданий.

Расчет на продавливание ступеней фундамента не выполняем, так как размеры их входят в объем пирамиды продавливания.

Для расчета арматуры в подошве фундамента определяем реактивное давление грунта основания при действии наиболее неблагоприятной комбинации расчетных усилий (третьей) без учета собственного веса фундамента и грунта на его обрезах. Находим соответствующие усилия на уровне подошвы фундамента:

 

N_inf= N_c + G₃ = 851,25+35,7192 = 886,9692 кН;

M_inf= М_c + G₃е₃ + Q_ch_t = -142,63-35,7192·0,52-39,23·2,4 = -255,356 кНм.

 

Тогда реактивные давления грунта будут равны:

 

р_шах = 886,9692/5,67 + 255,356/2,5515 = 256,5127 кПа

р_шin = 886,9692/5,67 - 255,356/2,5515 = 56,3512 кПа

Р ₁ = р _{m ах} – (р _{m ах} – p_min/a)·a₁ = 256,5127 – (256,5127 – 56,3512)/2,7 · 0,3 = 234,27258 кПа;

Р₂ = 212,0324 кПа;

 

 Расчетные изгибающие моменты в сечениях 1 – 1, 2 – 2 и т.д. вычисляем по формуле:

 

М_1-1 = b ·а _i ² ·(2·р _{m ах} + p_i)/6 = 2,1 · 0,3²(2 · 256,5127+234,2725)/6 = 23,539 кНм;

М _2-2 = 2,1 · 0,6²(2 · 256,5127+212,0324)/6 = 91,3572 кНм.

 

Требуемое по расчету сечение арматуры составит:

 

A_s,1-1= M_l-1/(R_s·0,9·h₀₁) =23,54·10⁶/(280·0,9·260) = 359,2643 мм²

A_s,2-2= M_2-2/(R_s·0,9·h₀₂) = 91,3572·10⁶/(280·0,9·560) = 647,3724 мм²;   

 

Принимаем минимальный диаметр арматуры для фундамента при а =2,7 м равным 10 мм. Для основного шага стержней в сетке 200 мм на ширине b = 2,1 м будем иметь в сечении 2–2 9 ø 10, А-III, A_s = 707 мм² > 647,37 мм². Процент армирования будет равен μ =А _s ·100/(b · h ₀₄) = =647,37·100/(1800·560) = 0,06 % > μ_min = 0,05 %.

Расчет рабочей арматуры сетки плиты фундамента в направлении короткой стороны выполняем на действие среднего реактивного давления грунта р_т = 270,053 кПа, соответственно получим:

 

М_3–3= p_m · a · b₁²/2 =156,43·2,7·0,3²/2 = 19,0062 кНм;

A_{s ,3–3} = M _3–3 /(R_s ·0,9· h ₀) = 19,0062·10⁶/(280·0,9·250) = 301,6857 мм².

 

По конструктивным требованиям принимаем минимальное армирование 14ø10, А - III, с шагом 200мм.

Расчет продольной арматуры подколенника выполняем в ослабленном коробчатом сечении 4–4 в плоскости заделки колонны и на уровне низа подколонника в сечении 5–5. Размеры коробчатого сечения стаканной части фундамента преобразуем к эквивалентному двутавровому с размерами, мм: b = 650; h = 1500; b_f = b ' _f = 1200; h_f = h ' _f = 300; а = а´ = 50; h ₀ = 1450. Вычислим усилия в сечении 4 – 4 от второй комбинации усилий в колонне с максимальным изгибающим моментом по следующим формулам:

 

 N =N_c+G₃ +a_c·b_c·d_c·γ·γ_m·γ_п=545,75 + 35,7192+1,5·1,2·0,9·25·1,1·1 = 626,0192 кН

 M =M_c+Q_c·d_c+G₃·е₃= 259,45 + 33,76·0,9 + 35,7192·0,52 = 308,408 кН*м.

 

 Эксцентриситет продольной силы будет равен:

 

 e₀=M/N=308,4082/626,0192 = 0,493м = 493 мм > е_а = h /30 = 1500/30 = 50 мм.

Находим эксцентриситет силы N относительно центра тяжести растянутой арматуры:

 

 e = e_о +(h_о – a^´)/2 =493 + (1450 – 50)/2 = 1193мм.

 

Проверяем положение нулевой линии. Так как R_b·b´_f·h´_f = 11,5·1200·300 = 4140·10³ Н = =4140 кН >N= 626,0192 кН, то указанная линия проходит в полке и сечение следует рассчитывать как прямоугольное с шириной b = b'_f = 1200 мм. Расчет прочности сечения для случая симметричного армирования выполняем согласно п. 3.62 [3]. Вычисляем коэффициенты:

 

α_n=N/(R_b·b·h₀)=626,0192·10³/(11,5·1200·1450)=0,0313;

α_m1= N·е/(R_b·b·h₀²) = 626,0192·10³·1193/(11,5·1200·1450²) = 0,0257;

δ = а'/h₀ = 0,0345.

Требуемую площадь сечения продольной арматуры вычислим по следующей эмпирической формуле:

 

 

 

Армирование назначаем в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0,05 % площади подколонника: A_s = A ' _s = 0,0005·1200·1500 = 900 мм². Принимаем A_s = A ' _s = 1005 мм² (5 ø 16 А-III).

 

 

В сечении 5–5 по аналогичному расчету принято конструктивное армирование.

Поперечное армирование стакана фундамента определяем по расчету на действие максимального изгибающего момента. Вычисляем эксцентриситет продольной силы в колонне от второй комбинации усилий е₀ = M_c / N_c = 259,45/545,75 = 0,4754 м. Поскольку е _o = 0,4754 м > h _с /6 = 0,8/6 = 0,1333 м, то поперечная арматура стакана требуется по расчету. Так как е _o = 0,4754 м > h_c /2 = 0,4 м, то момент внешних сил в наклонном сечении 6–6 вычисляем по формуле:

 

M _6–6 = M_c + Q_c · d_c – 0,7 · N_c ·е _o = 259,45 + 33,67·0,9 – 545,75·0,4 = 71,534 кНм.

 

Тогда площадь сечения одного стержня поперечной арматуры стакана фундамента будет равна:

 

А _s = М_6–6/(4 · R_s · Σ z_i) = 71,534 · 10⁶/[4 · 225(850+750+550+350+150)] = 29,9932мм².

 

Принимаем A_s = 50,3 мм² 5ø8 A-III).

Список используемой литературы.

1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. М.; Стройиздат, 1985.

2. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.; ЦИТП, 1985.

3. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84). М.; ЦИТП, 1986.

4. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.1. М.; ЦИТП, 1986.

5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч.2. М.; ЦИТП, 1986.

6. СНиП 2.03.01-84.Нагрузки и воздействия. М.; ЦИТП, 1987

7. СНиП 2.03.01-84.Основания зданий и сооружений/Госстрой СССР. М.;Стройиздат, 1985.

8. Бородачев Н.А. Автоматизированное проектирование ЖБК одноэтажных промышленных зданий. Методические указания.

123	Поделиться:

Воспользуйтесь поиском по сайту: