Расчет и конструирование четырехэтажного железобетонного каркаса здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

КУБАНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АГРАРНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

ИНЖЕНЕРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ ФАКУЛЬТЕТ

КАФЕДРА СТОИТЕЛЬНЫХ МАТЕРИАЛОВ И КОНСТРУКЦИЙ

КУРСОВАЯ РАБОТА

«РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЧЕТЫРЕХЭТАЖНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО КАРКАСА ЗДАНИЯ»

Выполнил

студент гр. СТ-1006

Жуков А.Н.

Краснодар, 2014 г.

Оглавление

1. Расчет железобетонной ребристой плиты перекрытия (покрытия)

1.1 Сбор нагрузок

1.2 Расчет плиты покрытия по двум предельным состояниям

1.3 Расчет плиты по первой группе предельных состояний

1.4 Расчет плиты по второй группе предельных состояний

1.5 Расчет прогиба плиты

2. Расчет и конструирование ригеля

2.1 Исходные данные

2.2 Нагрузки и воздействия

2.3 Расчет прочности нормальных сечений

2.4 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу

2.5 Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент

3. Расчет и конструирование колонны

3.1 Исходные данные

3.2 Нагрузки и воздействия

3.3 Расчет прочности нормального сечения

3.4 Расчет прочности консоли

Список использованной литературы

1. Расчет железобетонной ребристой плиты перекрытия (покрытия)

1.1 Сбор нагрузок

Здание 4-х этажное, с высотой этажа 4,5 м. Габариты здания равны L=65 м, B=18,9 м. Сетка колонн: 6,5?6,3 м.

Геометрические характеристики плиты: h=250 мм, L=6500 мм, b=1200 мм.

Для начала расчета необходимо произвести сбор нагрузок согласно СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия».

Таблица 1 - Сбор нагрузок на плиту перекрытия (покрытия).

Наимен. нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности	Расчетная нагрузка кН/м2
Постоянные нагрузки
1.1 Кровля	1,2	1,2	1,44
1.2 Собственный вес плиты	3,0	1,1	3,3
Итого:	4,2		4,74
Временные нагрузки
2. Длительные	5	1,4	7
3. Кратковременные	3,4	1,4	4,76
Итого:	8,4		11,76
Полная:	12,6		16,5
Постоянная + длительная:	6,2		8,44

1.2 Расчет плиты перекрытия по двум предельным состояниям

Примем марку бетона В-40. Тогда:

R_b=22 МПа R_bt=1,4 Мпа Е_b=27*10³ Мпа R_btn=2,1 МПа

Примем арматуру А-V R_s=680 Мпа R_sc=500 Мпа E_s=190000 Мпа

Номинальный пролет:

Расчетный пролет:

Принимаем ширину плиты 1190 мм.

Р = 30+360/l = 30+360/6,5 = 85,38 кН

?_sp + p ? R_sn

600+85,38 ? 785 МПа

685,38 ? 785 МПа

q = 16,5*1,2 = 19,8 кН/м

q_n = 12,6*1,2 = 15,12 кН/м

q_nl = 6,2*1,2 = 7,44 кН/м

1.3 Расчет плиты по первой группе предельных состояний

Усилия от расчетной нагрузки:

Усилия от нормативной нагрузки:

Усилия от постоянной +длительной нагрузки:



Геометрические характеристики плиты:

h=250 мм; h₀=250-30=220 мм

b_f'=1190-20*2=1150 мм ;

Поскольку

Следовательно, сжатая зона не выходит за пределы полки.

Высота сжатой зоны:

Характеристика сжатой зоны:

Отклонение напряжения:

Коэффициент точности натяжения



Граничная высота сжатой зоны

,

где

0,086?0,472 условие выполнено

Коэффициент условий работы напряженной арматуры:

Принимаем =1,15.

Определим требуемую площадь сечения арматуры:

Принимаем 2 стержня диаметром 20 мм A_s=628 мм² (арматура А-V).

- конструктивные требования соблюдены.

Проверим прочность плиты:



Прочность достаточна.

Наклонные сечения

Потери предварительного напряжения арматуры. При определении потерь коэффициент точности натяжения арматуры принимают .

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами ?₂=0, так как при пропаривании форма с упорами нагревается вместе с изделием. При электротермическом способе натяжения потери от деформации анкеров (?₃ и форм ?₅ не учитываются, так как они учтены при определении полного удлинения арматуры.

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона составляют:

Для продолжения расчета необходимо определить геометрические характеристики приведенного сечения.

Площадь приведенного сечения

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани



Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения

Момент инерции приведенного сечения

Момент сопротивления сечения по нижней зоне

То же, по верхней зоне

Эксцентриситет усилия обжатия Р₁ относительно центра тяжести сечения

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры

Передаточную прочность бетона примем

Тогда отношение

Потери от быстронатекающей ползучести при этом

Усилие в арматуре к концу обжатия:

Напряжение в бетоне на уровне арматуры

Потери от усадки бетона ?₈=35 Мпа

Потери от ползучести бетона

Суммарные потери

Суммарные потери принимаются не менее 100 МПа

Усилие в арматуре с учетом всех потерь:

Расчет прочности наклонных сечений. Предварительно поперечную арматуру примем по конструктивным требованиям: на приопорных участках длиной l/4 устанавливаем 2o5 Вр-1 (по одному каркасу в ребре) с шагом s=150 мм < h/2. В средней части панели шаг можно увеличить до 3*h/14=265 мм.

Проверяем достаточность принятых размеров панели по условию обеспечения прочности наклонной полосы между соседними трещинами

Определим коэффициенты:

Здесь

;

Размеры достаточны.

По опыту проектированию плитных конструкций при расчете прочности по наклонной трещине на действие поперечной силы проекцию наиболее опасного наклонного сечения принимают как Поперечная сила в конце такого сечения

Коэффициент, учитывающий влияние продольных сил (в нашем случае усилия обжатия)

Коэффициент, учитывающий влияние продольных сил (в нашем случае усилия обжатия)

При этом

Прочность обеспечена, наклонные трещины не образуются, принятой по конструктивным требованиям поперечной арматуры достаточно. Учитывая это, расчет прочности на изгиб по наклонной трещине не делаем.

1.4 Расчет плиты по второй группе предельных состояний

Расчет по образованию трещин выполняем для выяснения необходимости проверки по раскрытию трещин. По условиям эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляются требования 3-й категории. Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагрузок

Вначале проверим трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления. Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия (без учета разгружающего влияния собственной массы)

Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (верхней) зоны, до центра сечения мм

Упругопластические моменты сопротивления по растянутой зоне для тавровых симметричных сечений при можно определять как , в стадии изготовления и , в стадии эксплуатации. Тогда мм³ и мм³.

При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения принимают больше единицы на величину отклонения , а в стадии эксплуатации - меньше на ту же величину.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии изготовления, H*мм, здесь определяем при помощи .

Момент от внецентренного обжатия, вызывающий появление трещин.

где - коэффициент предварительного натяжения арматуры

<- трещины при обжатии не образуются.

Максимальное сжимающее напряжение от совместного действия нормативных нагрузок и усилия обжатия в бетоне верхней зоны:

Момент, воспринимаемый сечением при эксплуатации:

, отсюда следует, что трещины в стадии эксплуатации не образуются.

1.5 Расчет прогиба плиты

Расчет прогиба панели. Прогиб ребристой панели от действия постоянной и длительной нагрузок не должен превышать 25мм. Определим параметры, необходимые для расчета прогиба панели без трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен изгибающему моменту от постоянной и длительной нагрузок ; - усилие предварительного обжатия, равное продольному усилию

Определим кривизну в середине пролета при длительном действии нагрузок:



Кривизна, обусловленная выгибом панели от усадки и ползучести бетона вследствие обжатия

Полная кривизна:

Прогиб определяем по упрощенному способу, как:

Жесткость панели достаточна.

Для монтажа плиты при помощи крана предусматриваем 4 петли из арматуры класса А-I d=12 мм. Устанавливаем их на расстоянии 350 мм от края плиты.

2. Расчет и конструирование ригеля

При назначении размеров сечения ригеля кроме данных табл.1 следует учитывать, что верхние грани ригеля и плиты перекрытия должны совпадать, поэтому высоту стенки назначают равной высоте сечения плиты.

В связевых каркасах ригели работают как свободно опертые однопролетные балки. Расчетный пролет равен расстоянию между осями опор:l₀ = l - 2*130/2, где l - проектная длина ригеля (рис. 1, б). 130 мм -- длина площадок опирания на консоли колонн. Расчетными являются нормальные сечения в середине пролета и наклонные у опор, начинающиеся в углах подрезки (рис. 2).

Рисунок 3 - Расчетные схемы ригеля по нормальному (а) и наклонному (б) сечениям

Требуется рассчитать и сконструировать ригель среднего пролета перекрытия с пустотными панелями.

2.1 Исходные данные

Длина ригеля l = 6280 мм, размеры сечения: b = 200 мм, h = 450 мм, b_f= 400 мм, высота ребра 250 мм, откуда b_f = 450 - 250 = 200 мм.

Примем марку бетона В-40. Тогда: R_b=22 Мпа R_bt=1,4 МПа

Примем арматуру А-III R_s=365 Мпа R_sc=290 Мпа E_s=200000 МПа

Проектирование ригеля состоит из разделов:

нагрузки и воздействия;

расчет прочности нормальных сечений;

расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу;

расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент;

конструирование ригеля.

2.2 Нагрузки и воздействия

Расчетный пролет ригеля l₀ = 6280-2*130/2=6150 мм. Погонная нагрузка от собственного веса ригеля (при объемном весе железобетона 25 кН/м³): Полную расчетную нагрузку определяем с использованием данных табл. 1 с учетом шага ригелей 6.5 м:

Таблица 2 - Сбор нагрузок на ригель перекрытия

Наимен. нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м	Коэффициент надежности	Расчетная нагрузка кН/м
Постоянные нагрузки
1.1 Пол	7,8	1,2	9,36
1.2 Плиты с заливкой швов	19,5	1,1	21,45
1.3 Собственный вес ригеля	3,25	1,1	3,57
Временные нагрузки
2. Длительные	32,5	1,4	45,5
3. Кратковременные	22,1	1,4	30,94
Полная:	85,15		110,83

С учетом коэффициента надежности по назначению ?_п = 0,95 для зданий нормального уровня надежности расчетная нагрузка q = 110,83 кН/м•0,95 = 105,3 Н/мм. Изгибающий момент в середине пролета М = q • l₀²/8 = 105,3 • 6150² /8= 497, 8 • 10⁶ Н • мм. Поперечная сила на опоре Q= q • l₀/2 = 105,3 • 6150/2=323,9 • 10³ Н.

2.3 Расчет прочности нормальных сечений

Задаемся а = 45 мм, а'= 30 мм. Тогда h=450 - 45 = 405 мм. Поскольку полка находится в растянутой зоне, сечение рассматриваем как прямоугольное шириной b = 200 мм. Несущая способность сечения на изгиб М_u складывается из моментов относительно арматуры A_s: воспринимаемых сжатым бетоном М_b и сжатой арматурой M'_s. Условие прочности имеет вид:

М< М_u= М_b + M'_s.

Вычисляем М_b, задаваясь граничной высотой сжатой зоны

x=x_R = ?h₀ = 0,582*405=235,7 мм,

где ? находим по таблице с учетом ?_b2= 0,9.

Тогда

М_b= R_bb х (h₀ - 0,5х) = 22*200*235,7*(405-0,5*235,7)=297,8• 10⁶ Н • мм .

M'_s = (497,8-297,8)•10⁶ = 200•10⁶ Н • мм

Из суммы проекций сил на горизонтальную ось N_s - N_b- N_s' = 0 находим площадь растянутой арматуры:

A's = M'_s /( R_sc (h₀ - а'))= 200•10⁶/450(405-30))=1185,2 мм².

A_s =(N_b+ N_s' )/R_s = (R_bbx + R_sc A's) /R_s = (22*200*235,7+290*1185,2)/365=3782,9 мм².

Принимаем по сортаменту A_s = 4072 мм² (4 o 36), A'_s =1232 мм² (2 o 28).

Проверяем прочность сечения:

х = (R_SA_S - R_scA's)/(R_bb) = (365*4072 - 290*1232)/(22*200)=256,6>235,7Н • мм, прочность достаточна.

Защитные слои бетона: для нижней арматуры a -d_s /2 = 45 - 36 / 2 = 27 мм и, для верхней арматуры 30 - 28/2 = 16 мм т.е. защитные слои следует увеличить, чтобы выполнялось условие a>d.

2.4 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу

Опасные наклонные сечения начинаются там, где резко меняются размеры сечения ригеля, т.е. в углу подрезки (рис. 2, б). Высота сечения здесь h₁ = 300 мм, ширина b = 200 мм. Продольная растянутая арматура A_s(1), подобранная расчетом прочности нормальных сечений, до опор не доходит, поэтому в опорных участках устанавливаем дополнительную продольную арматуру A_s(2), диаметр которой определим в расчете наклонных сечений на изгиб. Для надежного заанкеривания ее привариваем к опорной закладной пластине толщиной 10 мм. С учетом этого предварительно принимаем а= 20 мм, тогда h₀ = 280 мм.

Не приступая к расчету, определим минимальное поперечное армирование по конструктивным требованиям. При h₁ = 300 мм шаг s поперечных стержней (хомутов) на длине, равной 1/4 пролета, должен быть не более 150 мм и не более h₁/2 = 150 мм. Принимаем s = 150 мм. По условиям сварки диаметр хомутов принимаем d_sw =10 мм, A_sw = 157 мм².

Проверяем прочность наклонной полосы на сжатие по формуле

Q ? 0,3 ?_w1?_b2R_bb h₀ .

Коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры:

?_w1= 1 + 5 ? µ_w =1+5 •7,4•0,0052= 1,19<1,3; здесь ? = E_s/E_b = 20 • 10⁴/27 • 10³ = 7,4;

µ_w= A_s/(bs) = 157 /(200 • 150) = 0,0052.

Коэффициент ?_b2 = 1 - ?R_b = 1 - 0,01 •22= 0,78, где ?= 0,01 для тяжелого бетона. Прочность полосы 0,3 •1,19•0,78•22•200•280 = 343 • 10³ Н > Q = 323,9 • 10³ Н. Условие выполнено.

Проверяем прочность по наклонной трещине из условия

Q < Q_u= Q_b + Q_sw.

При этом прочность сжатого бетона на срез

Q_b= M_b /c ,

где М_b= ?_b2(1 + ?_f + ?_n )R_bt bh₀ = 2*(1+0+0)*1,4•200•280² = 43,9• 10⁶ Н • мм. Прочность поперечной арматуры, пересекающей наклонную трещину,

Q_sw = q_swc₀ ,

где q_sw = R_sw A_sw/ s = 290*157/150=303,5 Н/мм.

Поскольку наклонная трещина начинается в углу подрезки, т.е. почти у грани опоры, проекцию опасной наклонной трещины находим по формуле

с₀ = v(M_b/q_sw ) = v(43,9 • 10⁶/303,5) = 380,3 мм < 2h₀ = 560 мм.

Проекция расстояния от грани опоры до конца трещины, или пролет среза

с = с₀+ 20=400,3 мм .

Тогда Q_b= M_b /c = 43,9• 10⁶ /380,3 = 115435,2 Н

Q_sw =q_swc₀= 303,5*380,3=115421,05 Н Q_u=Q_b+ Q_sw= 230856,25 Н.

Внешняя нагрузка q приложена к полкам ригеля, т.е. по одну сторону от наклонного сечения, в то время как опорная реакция Q_max - по другую. Поэтому на участке проекции наклонного сеч. значение поперечной силы постоянно: Q=Q_max =323900 Н;

Q > Q_u прочность достаточна.

2.5 Расчет прочности наклонных сечений на изгибающий момент

Подрезка бетона в опорных участках не позволяет завести продольную арматуру за грани опор, поэтому, как отмечалось выше, устанавливаем по два дублирующих горизонтальных стержня, анкеруя их на опорах приваркой к закладным пластинам. Сечение стержней класса А-III подбираем расчетом наклонных сечений на изгибающий момент из условия М< М_и = M_s1 + M_sw , где М-- внешний изгибающий момент относительно точки приложения равнодействующей усилий в сжатой зоне, M_s1= R_sA_sz_s1 - момент усилия в продольной арматуре относительно той же точки, M_sw= q_swc₀² / 2-- то же усилий в хомутах.

Проекция опасного наклонного сечения с₀=Q_max /q_sw =323900/303,5=1067 мм >2 h₀ =560 мм. Принимаем с₀ = 560 мм.

М = Q_max l_x = 323900*645 = 208•10⁶ Н•мм,

где l_x= с₀ + 85 = 560+85=645 мм

Величина М определена без учета разгружающего действия q (нагрузка приложена не к верхней грани ригеля, а к полкам).

M_sw= 303,5•560²/2 = 47,58• 10⁶ Н • мм. M_s1 = М - M_sw = 208• 10⁶ - 47,58 • 10⁶=160,42• 10⁶ H • мм.

Требуемая площадь арматуры A_s1=M_s1 /(R_S z_s1) = 160,42 • 10⁶/ (365 • 250) = 1758 мм² (здесь z_s1 принято приближенно равным расстоянию между осями сжатой и растянутой арматуры).

Ближайшие по сортаменту стержни 2 o 36 мм, A_s1 =2036 мм².

Стержни должны быть заведены в бетон на длину не менее

l_an = (?_аn R_s /R_b +?_an )d_s = (0,7 • 365 /22+11) • 36 = 814 мм = 820 мм.

железобетонный ригель консоль прочность

3. Расчет и конструирование колонны

В связевых каркасах горизонтальные нагрузки передаются на диафрагмы жесткости, поэтому колонны воспринимают только вертикальные нагрузки. Если соседние пролеты и нагрузки одинаковы, то допускается приложение вертикальных сил N на колонну учитывать только со случайным эксцентриситетом е₀. Значение е принимается большим из трех величин: h/30, l₀/600 и 10 мм (где h - высота сечения колонны, l₀ - расчетная длина). Поскольку случайный эксцентриситет может быть и справа, и слева от оси, армирование колонны принимается симметричным: A_s- A_s'. Для элементов прямоугольного сечения при расчетной длине l₀ < 20h и симметричной арматуре классов А-I, АII, А-IV и А-V расчет на внецентренное сжатие со случайным эксцентриситетом допускается заменять расчетом на центральное сжатие; при этом напряжения в бетоне принимают равными R_b, а в арматуре - R_sc .

Требуется рассчитать и сконструировать среднюю колонну первого этажа перекрытия с пустотными панелями.

3.1 Исходные данные

Высота этажа -- 4,5 м; количество этажей 4; сетки колонн -- 6,5 х 6,3 м; сечение колонны -- 350 х 350 мм. Бетон тяжелый класса В40, расчетные характеристики приняты по приложению: R_b = 22 МПа, при ?_b2 = 0,9. Рабочая арматура класса А-III, расчетные сопротивления приняты по приложению: R_s = R_sc =365 МПа, E_s = 20 • 10⁴ МПа. Расчетная длина колонны равна высоте этажа l₀= 4,5м.

Проектирование колонны состоит из разделов:

нагрузки и воздействия;

расчет прочности нормального сечения;

расчет прочности консоли;

конструирование колонны.

3.2 Нагрузки и воздействия

Грузовая площадь колонны А_c = 6,5*6,3= 40,95 м².

Расчетная нагрузка от перекрытия одного этажа (с учетом данных табл. 1):

N₁ = (q+р) А_c= 16,5*40,95=675,6 кН,

в том числе постоянная и длительная

N_1.t=8,44*40,95=345,62 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса ригеля:

N₂ = [(0,2·0,45+0,2·0,25)·6,15+0,2·0,3·0,31]·25·1,1= 24,2 кН.

Расчетная нагрузка от собственного веса колонны:

N₃ = (0,3•0,3•4,5+2•0,3•0,15•0,15) 25 • 1,1 = 11,5 кН.

Расчетная нагрузка от покрытия на колонну:

N₄ = 4,74*40,95=194,1 кН,

В том числе постоянная и длительная:

N_4.t = 8,44*40,95=345,62 кН.

Суммарная продольная сила в колонне (с учетом коэффициента надежности по назначению ?_п= 0,95):

N=(4N₁+5N₂+5N₃+N₄)?_п=(4*675,6+5*24,2+5*11,5+345,62)0,95=3065,2кН

От постоянных и длительных нагрузок:

N_l=(4N_1l+5N_2l+5N_3l+N_4l)?_п=(4*345,6+5*24,2+5*11,5+345,62)0,95=1811,2кН

3.3 Расчет прочности нормального сечения

Условие прочности имеет вид:

N< ? [R_b А_b + (A_s + A'_s )],

где А_b= 350 * 350 = 122500 мм² -- площадь бетонного сечения, ?-- коэффициент, учитывающий гибкость колонны и длительность действия нагрузок.

Преобразуя формулу, получим:

(A_s + A'_s ) >(N - ?R_bA_b ) /(?R_s ),

? = ?₁+ 2(?₂- ?₁ ) R_sc (A_s + A'_s)/(R_bA_b) <?₂,

где ?₁ и ?₂ коэффициенты, принимаемые по таблице.

Коэффициент ? определяем последовательными приближениями. В первом приближении принимаем ? = ?₂

В нашем случае, при l₀ / h =4500/300 = 15 и N_l / N = 0,59 коэффициент ? ₁ = 0,816; ? ₂ = 0,856.

При ? = ? ₂ определяем (A_s + A'_s)= (3065,2• 10³ - 0,856 •22• 122500) / (0,856*365)= =2426,96 мм².

Проверяем:

? = 0,816 + 2·(0,856 - 0,816) •365•2463/ (22•122500) = 0,842?0,856.

Результаты сходятся, площадь арматуры подобрана верно.

Так как площадь сечения арматуры вышла минимальной, принимаем наименьший допустимый диаметр по сортаменту 4 o 28 А-III (A_s + A'_s= 2426,96 мм²). Заметим, что если бы проверка не сошлась, то во втором приближении следовало принять значение ? среднее между назначенным вначале и полученным в итоге расчета. Полученный процент армирования от рабочей площади бетона составляет:

µ = (A_s+ A'_s)100/ (bh₀) = 2463•100/(350•255) = 2,75%.

3.4 Расчет прочности консоли

Скрытые консоли имеют малые размеры, поэтому их армируют жесткой арматурой, которую рассчитывают на воздействие опорных реакций ригелей Q без учета работы бетона.

Усилия в наклонных пластинах определяем из условия равенства нулю проекций сил на вертикаль:

N_n = Q / sin 45° = 303500 / 0,707 = 429278,6 Н.

Сечение пластин из стали ВСт3пс2: 2?h_n= 2 • 12 • 120 = 2880 мм², где ? -- толщина пластины, h_n - ее ширина по горизонтали. Площадь нормального сечения пластин А_п= 2880 • sin 45° = 2036,16 мм², сжимающие напряжения

?= N_n/ А_п = 429278,6 / 2036,16 = 210,8 < R = 245 МПа.

Усилия в растянутых стержнях:

N_s = N_n• sin 45° = Q =303500 Н.

Откуда A_s = N_s/ R_s =303500 / 365 = 831 мм².

Принимаем 2 o 25 А-III (A_s = 982 мм²). Нижние сжатые и распределительные стержни принимаем того же сечения, что и верхние: o 25 А-III.

Список используемой литературы

СП 20.13330.2011. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия. - М.: Министерство регионального развития Российской Федерации, 2011.

СП 52-103-2007. Нормы проектирования. Железобетонные монолитные конструкции зданий. - М.: Министерство регионального развития Российской Федерации, 2007.

СП 27.13330.2011. Нормы проектирования. Бетонные и железобетонные конструкции. - М.: Министерство регионального развития Российской Федерации, 2011.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 -84). - М.: Министерство строительства Российской Федерации, 1989. - 193 с.

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

Попов Н.Н., Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций. М.: Высшая школа, 1989. - 402 с.

ГОСТ Р 21.1101 -92. СПДС. Основные требования к рабочей документации. - М.: Изд-во стандартов. 1993. - 24 с.

ГОСТ Р 21.1501 -92. СПДС. Правила выполнения архитектурно-строительных рабочих чертежей. - М.: Изд-во стандартов, 1993. - 40 с.

Рабочая документация для строительства. Вып. 1: Общие требования. - М.: АПП ЦИТП, 1992. - 240 с.

СНиП 11-23-81*. Нормы проектирования. Стальные конструкции.

Размещено на Allbest.ru