Пояснительная записка

к курсовому проекту:

«Одноэтажное промышленное здание»

1.1 Компоновка поперечной рамы и определение нагрузок

Компоновку поперечной рамы производим в соответствии с требованиями типизации конструктивных схем одноэтажных промышленных зданий. Находим высоту надкрановой части колонн, принимая высоту подкрановой балки 0,8 м (по приложению XII) для шага колонн 6 м., а кранового пути 0,15 м с учетом минимального габарита приближения крана к стропильной конструкции 0,1 м и высоты моста крана грузоподъемностью 32/5 т H_k – 2,75 м (по приложению XV):

Высоту подкрановой части колонн определяем но заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента – 0,150 м.:

Н₂ = 2,75 + 0,8 + 0,15 + 0,1 = 3,8 м => принимаем Н₂ = 3,9 м

Н₁ = 12 - 3,9 + 0,15 = 8,25 м.

Расстояние от верха колонны до уровня головки подкранового рельса соответственно будет равно:

у = 3,9 - 0,8 - 0,15 = 2,95 м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчетные длины в соответствии с требованиями табл. 32 [2]. Результаты представлены в табл. 1.

Таблица 1. Расчетные длины колонн ( l ₀ )

Согласно требованиям п. 5.3 [2], размеры сечений внецентренно сжатых колонн должны приниматься такими, чтобы их гибкость l₀ /r(l₀ /h)в любом направлении, как правило, не превышала 120 (35). Следовательно, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14,58/35 = 0,417 м, а над крановой – 9,75/35 = 0,279 м. С учетом требований унификации для мостовых кранов грузоподъемностью более 30 т принимаем поперечные сечения колонн в над крановой части 400×600 мм. В подкрановой части для крайних колонн назначаем сечение 400×800 мм, и для средней – 400×600 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонны в пределах:

(1/10...1/14)Н₁ = (1/10...1/14)8,25 = 0,825...0,589 м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн (приложение V) и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 5, а для колонн среднего ряда по оси Б – 9.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментной раскосной фермы типа ФС-18 из тяжелого бетона. По приложению VI назначаем марку конструкции 2ФС-18, с номером типа опалубочной формы 2, с максимальной высотой в середине пролета равной; h_ферм = 2.45 + 0.18/2 +0.2/2 = 2.64 м., и объемом бетона 2,42 м³ .

По приложению XI назначаем тип плит покрытия размером 3×6 м (номер типа опалубочной формы 1 высота ребра 300 мм, приведенная толщина с учетом заливки швов бетоном 65,5 мм).

Толщина кровли (по заданию тип 5), согласно приложению XIII, составляет 140 мм. По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. В соответствии с приложением XIV принимаем панели из ячеистого бетона марки по плотности D800 толщиной 200 мм. Размеры остекления назначаем по приложению XIV с учетом грузоподъемности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис. 1.

Рис.1. Фрагмент плана одноэтажного трехпролётного промышленного здания и поперечный разрез.

Определяем постоянные и временные нагрузки на поперечную раму: постоянные нагрузки, распределенные по поверхности от веса конструкции покрытия заданного типа (рис. 2) приведены в табл. 2.

Таблица 2. Постоянные нагрузки на 1 м² покрытия:

С учетом коэффициента надежности по назначению зданияγ_n = 1 (класс ответственности I) и шага колонн в продольном направлении 6 м, расчетная постоянная нагрузка на 1 м ригеля рамы будет равна:

G = 3,748·1·6=22,4922 кН/м.

Нормативная нагрузка от 1 м² стеновых панелей из бетона на пористом заполнителе марки D800 при толщине 200 мм составит 8,8·0,2 = 1,76 кН/м² , где ρ= 8,8 кН/м³ – плотность бетона на пористом заполнителе, определяемая согласно п. 2.13 [3].

Нормативная нагрузка от 1 м² остекления в соответствии с приложением XIV равна 0,5 кН/м² .

Расчетные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов производственного здания:

на участке между отметками 11,4 и 13,8 м G ₁ = 27,8784 кН;

на участке между отметками 7,8 и 11,4м G ₂ = 21,5892 кН

на участке между отметками 0,0 и 7,8 м G ₃ = 35,7192 кН;

Расчетные нагрузки от собственного веса колонн из тяжелого бетона (ρ = 25 кН/м³ ):

Колонна по оси А, подкрановая часть с консолью:

G ₄₁ = (0,8·8,25+0,5·0,6+0,5² / 2)·0,4·25·1,1·1 = 77,275 кН;

Над крановая часть:

G ₄₂ = 0,4·0,6·3,9·25·1,1·1 = 25,74кН;

итого

G ₄ = G ₄₁ +G ₄₂ = 103,015 кН.

Колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями:

G ₅₁ = (0,8·8,25+2·0,6·0,65+0,65² )·0,4·25·1,1·1 = 94,9025 кН;

над крановая часть:

G ₅₂ = 0,6·0,4·3,9·25·1,1·1= 25,74 кН;

итого

G ₅ = G₅₁ +G₅₂ = 120,6425 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса подкрановых балок (по приложению XII) и кранового пути (1,5 кН/м) будет равна: G ₆ =(35+1,5·6) ·1,1·1 = 48,4 кН

Временные нагрузки: снеговая нагрузка для расчета поперечной рамы принимается равномерно распределенной во всех пролетах здания. Для заданного района строительства

(г. Братск) по [7] определяем нормативное значение снегового покрова s_o = 1 кПа (район III) и соответственное полное нормативное значение снеговой нагрузки s = s_o ·μ = 1·1 = 1,0 кПа (при определении коэффициента μ не следует учитывать возможность снижения снеговой нагрузки с учетом скорости ветра). Коэффициент надежности для снеговой нагрузки γ _f = 1,4. Тогда расчетная нагрузка от снега на 1 м ригеля рамы с учетом класса ответственности здания соответственно будет равна P_sn = 1·1,4·6·1= 8,4 кН/м. Длительно действующая часть снеговой нагрузки согласно п. 1.7 [7] составит P_{sn , l} = P_sn ·k= 0,3·8,4 = 2,52 кН/м.

Крановые нагрузки: по приложению XV находим габариты и нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью Q = 32 т : ширина крана В_к = 6,3 м; база крана А_к = 5,1 м; нормативное максимальное давление колеса крана на подкрановый рельс Р_{м a х,п} = 235 кН; масса тележки G_T = 8,7 т; общая масса крана G _к = 28,0 т;

Нормативное минимальное давление одного колеса крана на подкрановый рельс (при 4 колесах):

Р_{м in ,п} = 0,5(Q + Q _к ) – Р_{м a х,п} = 0,5(313,9 + 28·9,81) – 235 = 59,3 кН.

Нормативная горизонтальная нагрузка на одно колесо крана, направленная поперек кранового пути и вызываемая торможением тележки, при гибком подвесе груза будет равна:

Т_п = 0,5·0,05(Q + Q _т ) = 0,5·0,05(313,9 + 8,7·9,81) = 9,98 кН.

Расчетные крановые нагрузки вычисляем с учетом коэффициента надежности по нагрузке y_f = 1,1 согласно п. 4.8 [7].

Определим расчетные нагрузки от двух сближенных кранов по линии влияния (рис.3) без учета коэффициента сочетания Ψ:

Рис. 3 Линия влияния давления на колонну и установка крановой нагрузки в не выгодное положение.

максимальное давление на колонну

D _{м a х} = Р_{м a х,п} ·γ _f ·Σ _у ·γ _n = 235·1,1·1,95·1=504,075 кН, где Σ _у –

сумма ординат линии влияния,

Σ _у = 1+0,8+0,15 = 1,95;

минимальное давление на колонну

D_min = Р _{min ,п} ·γ _f ·Σ _у ·γ _n = 59,3·1,1·1,95·1=127,1985 кН.

тормозная поперечная нагрузка на колонку

Т = Т_п ·γ _f ·Σ _у ·γ _n = 9,98·1,1·1,95·1 = 21,4071 кН.

Ветровая нагрузка: Пенза расположена в II ветровом районе по скоростным напорам ветра. Согласно п. 6.4 [7] нормативное значение ветрового давления равно w ₀ =0,3 кПа. Для заданного типа местности В с учетом коэффициента k (см. табл 6 [7]) получим следующие значения ветрового давления по высоте здания:

на высоте до 5 м w_{n 1} = 0,5·0,3 = 0,15 кПа;

на высоте 10 м w_{n 2} = 0,65·0,3 = 0,195 кПа;

на высоте 20 м w_{n 3} = 0,85·0,3 = 0,255 кПа.

Согласно рис. 4, вычислим значения нормативного давления на отметках верха колонн и покрытия:

на отметке 13,2м w_{n 4} =0,195+[(0,255–0,195)/(20–10)](12–10)=0,207 кПа;

на отметке 15,3м w_{n 5} = 0,195 + [(0,255 – 0,195)/(20 – 10)](15,08 – 10) = 0,225 кПа.Переменный по высоте скоростной напор ветра заменяем равномерно распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки длиной 6 м:

кПа

Рис. 4 К определению эквивалентного нормативного значения ветрового давления.

Для определения ветрового давления с учетом габаритов здания находим по прил. 4 [7] аэродинамические коэффициенты с_е = 0,8 и с_е3 = – 0,4; тогда с учетом коэффициента надежности по нагрузке, γ _f = 1,4 и шага колонн 6 м получим:

расчетную равномерно распределенную нагрузку на колонну рамы с наветренной стороны w ₁ = 0,177·0,8·1,4·6·1= 1,18944 кН/м;

то же, с подветренной стороны w ₂ = 0,177·0,4·1,4·6·6 = 0,5947 кН/м;

расчетная сосредоточенная ветровая нагрузка от давления ветра на ограждающие конструкции выше отметки 12 м.:

·γ_f ··L·γ_n =

= (0,207+0,225)/2(15,8 – 12)·(0,8+0,4)·1,4·6·1 = 6,706 кН.

Расчетная схема поперечной рамы с указанием мест приложения всех нагрузок приведена на рис.5. При определении эксцентриситета опорных давлений стропильных конструкций следует принимать расстояния сил до разбивочных осей колонн в соответствии с их расчетными пролетами по приложениям VI – X.

Рис. 5 Расчетная схема поперечной рамы.

Проектирование стропильной конструкции.

Сегментная раскосная ферма:

Решение. Воспользуемся результатами автоматизированного статического расчета безраскосной фермы марки 2ФС24 для III снегового района.

Для анализа напряженного состояния элементов фермы построим эпюры усилий N, М и Q от суммарного действия постоянной и снеговой нагрузок.

Нормативные и расчетные характеристики тяжелого бетона заданного класса В35, твердеющего в условиях тепловой обработки при атмосферном давлении, эксплуатируемого в окружающей среде влажностью 80% (у_b2 = 1);

R_bn = R_{b , ser} = 25,5 МПа; R_b = 1·19,5= 19,5 МПа;

R_{bt , n} = R_{bt , ser} = 1,3 МПа; Е_ь = 31000 МПа;

R_bp = 20 МПа (см. табл. 2.3).

Расчетные характеристики ненапрягаемой арматуры: продольной класса A-III, R_s = R_sc = 365 МПа; E_s = 200 000 МПа; поперечной класса А-I, R_sw = 175 МПа; E_s = 210 000 Мпа.

Нормативные и расчетные характеристики напрягаемой арматуры класса A-V:

R_sn = R_{s , ser} = 785 МПа; R_s = 680 МПа; E_s = 190 000 МПа.

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в нижнем поясе фермы S_p = 700 МПа. Способ натяжения арматуры – механический на упоры.

Так как σ_sp +р = 700+35=735МПа<R_s,ser =785 МПа и σ_sp – р = 700–35=665>0,3·R_s,ser =235,5 МПа, то требования условия (1) [2] удовлетворяются.

Расчет элементов нижнего пояса фермы. Согласно эпюрам усилий N и М, наиболее неблагоприятное сочетание усилий имеем в сечении номер 10 при N= 480,44 кН и М = 1,78 кН·м.

Поскольку в предельном состоянии влияние изгибающего момента будет погашено неупругими деформациями арматуры, то расчет прочности выполняем для случая центрального растяжения.

Площадь сечения растянутой арматуры определяем по формуле (137) [4], принимая η=1,15: A_{s , tot} = N/(η·R_s ) = 480,44·10³ /1,15·680= 614,974 мм² .

Принимаем 4 ø 16 A-V(A_sp = A_sp ^¢ =804 мм² ).

Определим усилия для расчета трещиностойкости нижнего пояса фермы путем деления значений усилий от расчетных нагрузок на вычисленный ЭВМ средний коэффициент надежности по нагрузке γ_fm = 1,206. Для сечения 10 получим усилия от действия полной (постоянной и снеговой) нагрузки:

N= N^¯ / γ_fm = 480,44/1,206 = 398,3748 кН;

М= M^¯ / γ_fm = 1,78/1,206 = 1,476 кН·м;

то же, от длительной (постоянной) нагрузки:

N_l = [N_g + (N^¯ – N_g )k_l ] / γ_fm = [346,35+(480,44–346,35)0,3] /1,206 = 320,5448 кН;

М_l =[М_g + (М ^¯ – М_g )k_l ] / γ_fm = 1,8574 кН·м.

Согласно табл. 1, б [4] нижний пояс фермы должен удовлетворять 3-й категории требований по трещиностойкости, т. е. допускается непродолжительное раскрытие трещин до 0,3 мм и продолжительное шириной до 0,2 мм.

Геометрические характеристики приведенного сечения вычисляем по формулам (11)–(13) [4] и (168)—(175) [5].

Площадь приведенного сечения:

A_red =A+α·A_sp,tot = 250·200+6,129·804 = 54927 мм²

гдеα = E_s /E_b = 190 000/31000 = 6,129

Момент инерции приведенного сечения

I_red =I+∑α·A_sp· y² _sp = 250·200³ /12+6,129·402·55² +6,129·402·55² =1,8157·10⁸ мм⁴

где у_sp = h/2 — а_р = 250/2 – 60 = 55мм.

Момент сопротивления приведенного сечения:

W_red = I_red /y₀ = 1,8157·10⁸ /100 =1,8157 · 10⁶ мм³ , где у₀ = h/2 = 250/2 = 125 мм.

Упругопластический момент сопротивления сечения:

W_pl = γ·W_red = 1,75·1,8175·10⁶ = 3,1775 ·10⁶ мм³ , где v = 1,75

принят по табл. 38 [5].

Определим первые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 1– 6 табл. 5 [2] для механического способа натяжения арматуры на упоры.

Потери от релаксации напряжений в арматуре σ₁ = 0,1·σ_{s р} –20 = 0,1·700–20 = 50 МПа,

Потери от температурного перепада σ₂ = 1,25·Δt = 1,25·65 =81,25 МПа.

Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств

σ₃ = (Δℓ/ℓ)E_s = =(3,65/19 000)190 000 = 36,5 МПа, где Δℓ = 1,25 + 0,15d = 1,25 + 0,15-16 = 3,65 мм и ℓ = 18 + 1 = 19 м = 19 000 мм.

Потери σ₄ – σ₆ равны нулю.

Напряжения в арматуре с учетом потерь по поз. 1 – 6 и соответственно усилие обжатия будут равны:

σ_{s р1} = σ_{s р} – σ₁ – σ₂ – σ₃ = 700–50–81,25–36,5 = 532,25 МПа;

P₁ = σ_sр1 ·А_sр,tot = 532,25·804= 427,929 • 10³ Н = 427,929 кН.

Определим потери от быстро натекающей ползучести бетона:

σ_bp =P_I /A_{re d} = 427,929·10³ /54927 = 7,7909 МПа;

α= 0,25+0,025·R_bр = 0,25 + 0,025·20 = 0,75<0,8,

принимаем α=0,75;

поскольку

σ_bp /R_bp = 7.7909/20 = 0,389<α, то σ₆ = 0,85·40· σ_bp /R_bp = 0,85·40·0.389 = 13.244 МПа.

Таким образом, первые потери и соответствующие напряжения в напрягаемой арматуре будут, равны;

σ_losl = σ₁ + σ₂ + σ₃ + σ₆ = 180.9945 МПа; σ_spl = σ_sp - σ_losl = 700–180.9945 = 519.0055 МПа.

Усилие обжатия с учетом первых потерь и соответствующие напряжения в бетоне составят:

Р_l = σ_sр1 ·А_sр,tot = 519.0055·804=417.28·10³ Н = 417.28 кН; σ_bp =P_I /A_{re d} = 417,28·10³ /54927 = 7,597 МПа.

Поскольку

σ_bp /R_bp = 7,597/20=0,3798<0,95,

то требования табл. 7 [2] удовлетворяются.

Определим вторые потери предварительного напряжения арматуры по поз. 8 и 9 табл. 5 [2].

Потери от усадки бетона σ₈ = 35 МПа.

Потери от ползучести бетона при σ_bp /R_bp = 0,318< 0,75 будут равны:

σ₉ = 150 • 0,85· σ_bp /R_bp = 150·0,85·0,3798 = 48,4308 МПа.

Таким образом, вторые потери составят

σ_{l os 2} = σ₈ + σ₉ = 35+48,4308=83,4308 МПа,

а полные будут равны:

σ_{l os} = σ_{l os 1} + σ_{l os 2} = 180,9945+83,4308=264,4253 МПа>100 МПа.

Вычислим напряжения в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь и соответствующее усилие обжатия:

σ_{sp 2} = σ_sp – σ_{l os} = 700–264,4253=435,5747 МПа;

Р₂ = σ_sр2 ·А_sр,tot = 435,5747·804=350,202·10³ Н = 350,202 кН.

Проверку образования трещин выполняем по формулам п. 4.5 [2] для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин.

Определим расстояние r от центра тяжести приведенного сечения до ядровой точки, наиболее удаленной от максимально растянутой внешней нагрузкой грани сечения. Поскольку N=398,3748 кН > Р₂ = 350,202 кН, то величину г вычисляем по формуле:

r = W_pl /[A + 2 α ·(A_sp + A'_sp )] = 3,1775·10⁶ /[250·200+2·6,129·(804)] = 53,0862 мм

Тогда М_rp =Р₂ (е_ор2 +г) = 350,202·10³ ·(0+53,0862) = 18,5909·10⁶ Н·мм = 18,5909 кН·м; соответственно М_crc = R_btser W_pl + М_rp = 1,95·3,1775·10⁶ + 18,5909·10⁶ =59,2823·10⁶ Н·мм =59,2823 кН·м.

Момент внешней продольной силы M_r = N(е_о + г) = 22,6242 кН·м,

Поскольку М_crc = 59,2823 кН·м >M_r = 22,6242 кН·м, то трещины не образуются и расчет по раскрытию трещин не требуется.

Расчет элементов верхнего пояса фермы. В соответствии с эпюрами усилий N и М,

наиболее опасным в верхнем поясе фермы будет сечение 2 с максимальным значением продольной силы. Для сечения 2 имеем усилия от расчетных нагрузок:

N = 492,69 кН; М =2,53 кН·м; N_L = 355,18 кН; М_L = 1,82 кН·м.

Расчетная длина в плоскости фермы, согласно табл. 33 [2], при эксцентриситете

е₀ = M/N = 3,7050 мм <h/8 = 22,5 мм будет равна ℓ₀ = 0,9·ℓ= 0,9·3,224 = 2,9016 м.

Находим случайный эксцентриситет е_а >h/30 = 180/30 = 6 мм; е_а ≥ 10 мм; принимаем е_а = 10 мм.

Так как ℓ₀ = 2,9016< 20h= 3.6, то расчет прочности ведем как для сжатого элемента.

Тогда требуемая площадь сечения симметричной арматуры будет равна:

Принимаем конструктивно 4Ø10 A-III, (A_s =A'_s =314мм² ).

При этом μ =(A_s +A'_s )/(b·h)=2·226/(300·300)=0,5 > 0,2% (при ℓ₀ /h > 10).

Попречную арматуру конструируем в соответствии с требованиями п.5.22[2] из арматуры класса Вр-I диаметром 4 мм, устанавливаемую с шагом s=200 мм, что не менее 20d=20·12=240 мм и не более 500 мм.

Расчет элементов решетки фермы. К элементам решетки относятся стойки и раскосы фермы, имеющие все одинаковые размеры поперечного сечения b=150 мм, h=120 мм для фермы марки 2ФС18.

Максимальные усилия для подбора арматуры в элементах решетки определяются из таблицы результатов статического расчета фермы с учетом четырех возможных схем нагружения снеговой нагрузкой.

Раскос 13-14, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=39,2 кН. Продольная ненапрягаемая арматура класса А-III, R_s =R_sc =365 Мпа. Требуемая площадь сечения рабочей арматуры по условию прочности составит А_s = N/R_s =39,2·10³ /365=107,3972кН. Принимаем 4Ø 8 А-III (А_s =201 мм² ).

Аналогично конструктивно армируем остальные сжатые элементы решетки, т.к. усилия в них меньше, чем в раскосе 13-14.

Стойка 11-12, подвергающийся растяжению с максимальным усилием N=-15,35 кН, N_l =-8.7 кН. Расчетная длинна l₀ =0,8·h=1,76·2,2=1,76 м.Так как l₀ /h=1,76/0,12=14,6667<20, то прогибов не образуется и η=1.

Принимаем симметричное армирование 4Ø 10 А-III (А_s =314 мм² ).

Расчет и конструирование опорного узла фермы.

Расчет выполняем в соответствии с рекомендациями [10]. Усилие в нижнем поясе в крайней панели N = 438,16 кН, а опорная реакция Q = Q _мах = 225,73кН.

Необходимую длину зоны передачи напряжений для продольной рабочей Ø 16 мм класса А–III находим по требованиям п. 2.29 [2]:

l _p = (ω_p ·σ_sp ·R_{b t} +λ_p )d = (0,25·700/20 + 10)16 = 300 мм, где σ_sp = 700 МПа

(большее из значений R_s и σ_sp ), a ω_р =0,25 и λ_р = 10 (см. табл. 28 [2]).

Выполняем расчет на заанкеривание продольной арматуры при разрушении по возможному наклонному сечению ABC, состоящему из участка АВ c наклоном под углом 45° к горизонтали и участка ВС с наклоном под углом 27,6 ° к горизонтали (см. приложение VIII).

Координаты точки В будут равны: у = 105 мм, х = 300 + 105 = 405 мм.

Ряды напрягаемой арматуры, считая снизу, пересекают линию ABC при у, равном: для 1-го ряда – 60 мм, 1 _Х = 300 + 40 = 345 мм; для 2-го ряда — 300 мм (пересечение с линией ВС), 1 _Х = 455 мм. Соответственно значения коэффициента γ_sp = l _x /l _p (см. табл. 24 [2]) для рядов напрягаемой арматуры составят:

для 1-го ряда — 345/300 = 1,15; для 2-го ряда — 455/300 = 1,5167.

Усилие, воспринимаемое напрягаемой арматурой в сечении ABC:

N_sp = R_s ·∑γ_spi ·A_spi = 680(1,15 · 402 + 1,5167 · 402) = 728,9691·10³ H = 728,9691 кН.

Из формулы (1) [10] находим усилие, которое должно быть воспринято ненапрягаемой арматурой при вертикальных поперечных стержнях:

N_s =N–N_sp =438,16–728,9691= –290,8091 кН.

Требуемое количество продольной ненапрягаемой арматуры заданного класса принимаем конструктивно 4 Ø 10 A-III, A_s = 314 мм² (R_s = 365 МПа), что более А_smin =0,15·N/R_s = 0,15·438,16·10³ /365 = 180,0657 мм² .

Напрягаемую арматуру располагаем в два ряда по высоте: 1-й ряд – у = 85 мм, пересечение с линией АВ при х = 385 мм, l _х = 385 — 20 = 365 мм; 2-й ряд – у = 115 мм, пересечение с линией ВС, при х = 429 мм, 1_x = 409 мм.

В соответствии с п. 5.14 [2] определяем требуемую длину анке-ровки ненапрягаемой продольной арматуры в сжатом от опорной реакции бетоне. По табл. 37 [2] находим: ω_аn = 0,5; ∆λ_an = 8; λ_an = 12 и l _an,min =200мм.

По формуле (186) [2] получим:

l _an = (ω_an ·R_s /R_b +∆λ_an )·d=(0,5-365/19,5+8)10=173,5897мм >λ_{an ·} d = 12·10 = 120 мм

и > l_an ,_min =200 мм. Принимаем l _an = 200 мм. Тогда значение коэффициента условий работы ненапрягаемой арматуры γ_{s 5} = l_x / l_y при l _x > l _an будет равно γ_{s 5} =1.

Следовательно, усилие, воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой, составит. N_s =R_s ·∑γ_s5i ·A_spi =365(1·157+1·157)=114,61·10³ Н=114,61 кН, т. е. принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание.

Из условия прочности на действие изгибающего момента в сечении АВ, поперечная арматура не требуется и устанавливается конструктивно.

Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A-I с рекомендуемым шагом s = 100 мм.

Определяем минимальное количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п. 6.2 [10]: A_s = 0,0005A=0,0005-250-780= 97,5мм² . Принимаем 2 Ø 10 A-III, A_s = 157мм² .

1.3 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.

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_{s h} )(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=е₀ η+(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_b bh₀ )=248,89·10³ /(21,45 • 400 ×560)=0,0518;

α_m1 =Ne /(R _b h₀ ² )=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=e₀ η+(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_{S л} =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_{S л} =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=4,325·10⁶ Нмм= 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_1l =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_а η+(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_b b)=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_b bx(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_а η+(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_b b)=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_b bx(h₀ –0,5х)+R_sc ·A´_s (h₀ -а')=19,8·800·58,2(360-0,5·58,2) +365·763(360-40)=394,17·10⁶ Нмм =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_max ψ= 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 =Ql ₁ /(h₀ R_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 Gⁿ ₃ = 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_f ⁿ = Nⁿ + Gⁿ ₃ = 474,56+32,472 = 507,032 кН;

М_f ⁿ =М^п + Q·h_f +G₃ ⁿ _· е ₃ = -225,61-29,36·2,4-32,47·0,52= -312,949 кН·м;

e ₀ = | М_f ⁿ / N_f ⁿ | = 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 + Gⁿ ₃ +a·b·d·γ_m ·γ_n ;Мⁿ _inf =М^п + Q·h_f +G₃ ⁿ _· 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:

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 + G₃ е₃ + Q_c h_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_{ш in} = 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 = 212,0324кПа;

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 9ø 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 ·b₁ ² /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_{m 1} = N·е/(R_b ·b·h₀ ² ) = 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 (5ø 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).

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.