Строительные конструкции. 9

Зміст.

1. Компонування конструктивної схеми перекриття…………………................3
2. Рядова ребриста плита перекриття………………………………..……………………...5

    2.1.    Параметри  плити..…………………………………………….............................…5

    2.2.    Характеристики  міцності бетону та арматури………………………….…....5

    2.3.    Розрахунок  поздовжнього ребра……………………………..…………………....7

    2.4.    Розрахунок  міцності перерізів, нормальних  до подовжньої осі елемента………………………………………………………………..…………………………………....8

    2.5.    Розрахунок  міцності перерізів, похилих до  подовжньої осі елемента……………………………………………………………..……………………………….…….10

    2.6.    Розрахунок  поперечного ребра……………………………………………………12

    2.7.    Розрахунок  полиці плити………………………………………………………….....14 

3. Розрахунок залізобетонної колони першого поверху…………………….....16
4. Розрахунок фундаменту під колону середнього ряду………………………..20
5. Розрахунок перекриття з металевими балками та залізобетонним настилом……………………………………………………………………………………………...23
1. Компонування конструктивної схеми……………………………………....23
2. Розрахунок металевої балки……………………………………………………..23

Список використаної літератури………………………………………………………….…..27

 

 

 

 

 

 

 

 

                                           КП.6.060101.2008 - 175

 

1. Компонування конструктивної схеми перекриття.

Вихідні дані:

1. Район будівництва – м. Ужгород;
2. Крок колон – l = 5 м;
3. Проліт – l₁ = 6,9 м;   
4. Довжина будівлі – L = 64 м;
5. Кількість поверхів - n = 4;
6. Висота поверху – H_n = 3,0 м;
7. Змінне навантаження – V₀ = 6,0,2 кН/м²;
8. Кількість прольотів m = 3.

Проектування збірного балкового  перекриття виконуємо для промислової  будівлі з цегляними стінами  товщиною 510 мм без підвалу. Підлога  – з керамічної плитки, покрівля – рулонна з трьох шарів руберойду, утеплювач – пінобетонні плити. Снігове навантаження приймається для Ужгорода S₀ = 1340 Па = 134 кгс/м².

Будівля належить до другого класу  відповідальності будівель та споруд (коефіцієнт надійності за призначенням будівлі γ_n = 0,95).

Каркас утворюється збірними залізобетонними  колонами та поперечними ригелями (балками  перекриття). З’єднання ригелів  з колонами здійснюється зварюванням  закладених деталей у нижній частині  та зварюванням випусків арматури у  верхній частині (жорсткий стик).

Плити перекриття – ребристі: рядові П1, зв’язкові (міжколонні) П2 та добірні (пристінні) П3(рисунок 1.1). Зв’язкові  плити розміщують по рядах колон, між зв’язковими монтуються рядові плити, а вздовж несучих цегляних стін – добірні. Плити кріпляться до ригелів зварюванням відповідних  закладених деталей.

Схема плит перекриття та розріз будівлі  наведені відповідно на рис. 1.1 та 1.2.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 1.1. Схема плит перекриття.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 1.2. Розріз 1 – 1

2. Рядова ребриста плита перекриття.

2.1.  Параметри плити.

Номінальна ширина плити приймається

 

Конструктивна ширина плити (товщину  шва між плитами в напрямку поперек будівлі приймаємо а_ш = 10 мм) буде складати

 

Номінальна довжина плити дорівнює кроку колон l_n = l = 5000 мм.

Конструктивна довжина плити (товщина  шва в подовжньому напрямку приймається  рівною а_ш1 = 40 мм) буде складати

 

Висота перерізу плити буде складати

 

Товщина полиці h_f = 50 мм. Ширина подовжнього ребра по низу – 70 мм, по верху – 100 мм.

План і розрізи плити перекриття наведені на рис. 2.1.1.

 

2. Характеристики міцності бетону та арматури.

Для плити приймаємо бетон важкий класу В15.

Розрахунковий опір бетону стиску з  урахуванням коефіцієнта умов роботи γ_b2 = 0,9 R_b = 8,5*0,9 = 7,65 МПа = 7,65*10⁶ Н/м²; розрахунковий опір бетону розтягу R_bt = 0,75*0,9 = 0,675 МПа = 0,675*10⁶ Н/м².

Поздовжня арматура каркасів класу  А400С. Розрахунковий опір розтягу  поздовжньої арматури діаметром 6…8 мм R_s = 365 МПа, діаметром 10…40 мм R_s = 375 МПа, поперечна арматура класу А240С з R_sw = 175 МПа або класу Вр-І з R_sw = 260 Мпа.

Робоча арматура сіток приймається  класу Вр-І  діаметром 4 мм, розрахунковий  опір розтягу R_s – 365 МПа.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 2.1.1. Ребриста плита перекриття.

 

3. Розрахунок поздовжнього ребра.

 Плита має вільне обпирання  на ригелі перекриття прямокутного  профілю, тому розрахункову схему  подовжнього ребра можна прийняти  як одно прольотну балку. Для  визначення розрахункового прольоту  ребра приймаємо висоту перерізу  ригеля h_p = 650 мм, ширину b_р = 300 мм. Тоді розрахунковий прольот буде складати l₀ = l – b_p / 2 = 5 – 0,3/2 = 4,85 м 4,9 м.

 

Таблиця 2.3.1. Навантаження на 1 м² перекриття.

Вид навантаження, товщина  шару δ, щільність матеріалу ρ	Характеристичне значення навантаження, кН/м2	Коефіцієнт надійності		Граничне розрахункове значення навантаження, кН/м2
		за навантаженням γf	за відповідальністю γn
1 Постійне :
- підлога – з керамічної плитки
δ = 13 мм, ρ = 1,800 т/м3	0,229	1,3	0,95	0,283
1*1*0,013*1,800*9,81 Шар цементно- піщаного розчитну δ = 20 мм, ρ = 1,800 т/м3 1*1*0,02*1,800*9,81	0,353	1,3	0,95	0,436
- залізобетонна плита
δ = 100 мм, ρ = 2,500 т/м3	2,45	1,1	0,95	2,56
1*1*0,1*2,500*9,81
			Усього	3,279
2 Змінне навантаження	6	1,2	0,95	6,84

                                                                                                                                                                                                 

Розрахункове навантаження на один погонний метр довжини ребра при  ширині вантажної площі 1,56 м, яка  дорівнює номінальній ширині плити:

 

 

 

 

Розрахункова схема поздовжнього ребра, епюри моментів і поперечних сил наведені на рис. 2.3.1.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 2.3.1. Розрахункова схема поздовжнього ребра, епюри моментів і поперечних сил.

 

Максимальний згинальний момент від  розрахункового навантаження:

 

Максимальна поперечна сила на опорі  А: 

На опорі В: Q_B = - 37,2 кН.

 

4. Розрахунок міцності перерізів, нормальних до подовжньої осі елемента.

Розрахунковий переріз має тавровий профіль, ширина ребра якого дорівнює подвійній ширині ребра плити, тобто b = 2 * 70 = 140 мм.

Ширина полиці розрахункового перерізу при h_f 0,1h (500,1*250 = 25):

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 2.4.1. Розрахунковий переріз.

 

 

 

Розрахунок виконуємо, припускаючи, що стиснута арматура за розрахунком  не потрібна. Приймаємо А_S = 0:

 

Одержаний результат означає, що нейтральна лінія знаходиться в межах  полиці, тому подальший розрахунок можна виконувати як для прямокутного перерізу шириною b = = 1520 мм.

Визначаємо коефіцієнт стиснутої  зони бетону.

 

Таким чином, стиснута арматура за розрахунком  дійсно не потрібна.

Знаходимо відносну висоту стиснутої  зони бетону.

 

Потрібна площа перерізу подовжньої робочої арматури складає

 

Приймаємо робочу арматуру 2 18 А-ІІІ (А_S = 509 мм² 474мм²).

 

5. Розрахунок міцності перерізів, похилих до поздовжньої осі елемента.

Найбільша поперечна сила Q = 37,2 кН.

Вихідні дані: h = 300 мм; h₀ = 270 мм; = 1460 мм; = 50 мм; R_b = 7,65 МПа; R_bt = 0,675 МПа; E_b = 23000МПа; φ_b2 = 2,0 (для тяжкого бетону);   φ_b3 = 0,6 (для тяжкого бетону); β = 0,01; φ_n = 0.

Поперечна арматура із сталі А 1 з R_sw  = 175 МПа, n = 2. Діаметр поперечної арматури з умови зварювання з подовжньою арматурою d = 18 мм дорівнює d_sw = 0,25d=0,25*18=4,5 мм, А_sw = nf_sw = 2 * 28,3 = 56,6 мм², Е_s = 210000 МПа.

При висоті перерізу елемента h = 300 мм 450 мм крок поперечних стержнів приймається не більшим за 150 мм і не більшим за 150 мм. Приймаємо крок поперечних стержнів S = 150 мм.

Для забезпечення міцності похилої  смуги бетону між тріщинами на стиск від дії головних стискуючих напружень і для обмеження  ширини розкриття похилих тріщин перевіряємо умову 

 

 

 

 

 

 

Коефіцієнт  = 1 – βR_b = 1-0,01*7,65 = 0,999.

Умова виконується.

Перевіряємо умову

 

 

 

  приймаємо не більше за b + 3,

 

Умова не виконується, тому виконуємо  розрахунок поперечної арматури.

 

Перевіряємо умову 

 

 

Умова виконується, приймаємо  = 66Н/мм.

Обчислюємо проекцію похилої тріщини  на поздовжню ось елемента

 

Умова виконується, підраховуємо q_sw:

 

Крок поперечних стержнів одержуємо  із формули

 

Максимально допустимий крок поперечних стержнів

 

Приймаємо крок поперечних стержнів – 150 мм.

 

6. Розрахунок поперечного ребра.

Визначаємо розрахункову схему  ребра.

Нехтуємо деяким защемленням поперечних ребер у поздовжніх ребрах і розглядаємо  їх як вільно обперті балки. Розрахункова схема, епюри моментів і поперечних сил наведені на рисунку 2.6.1.

Розрахункова довжина дорівнює відстані між осями поздовжніх ребер:

 

Навантаження на ребро приймаємо  у вигляді  трикутника з максимальною ординатою.

 

де 1,24 м – відстань між поперечними ребрами.

Навантаженням від власної ваги ребра нехтуємо в зв’язку з  його малою величиною.

Максимальний згинальний момент

 

Розрахунковий переріз поперечних ребер має тавровий профіль (рис. 2.6.2). Ширина ребра b = 100 мм. Ширина полиці

 

де 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 2.6.1. Розрахункова схема поперечного  ребра та епюри моментів і поперечних сил.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 2.6.2. Розрахунковий переріз  поперечного ребра.

 

Робоча висота перерізу

 

Визначаємо коефіцієнт α_m:

 

Знаходимо відповідне значення

Знаходимо потрібну площу робочої  арматури

 

За сортаментом приймаємо 1Ø 8 А-ІІІ з фактичною площею

A_s = 50,3 мм² > 31 мм².

Поперечну арматуру ставимо в мінімальній  кількості: Ø 5 Вр-І з кроком  S = уздовж всього поперечного ребра.

 

7. Розрахунок полиці плити.

Відповідно до прийнятих відстаней  між поперечними ребрами розміри  ділянок полиці в межах спирання (чарунок плити) майже однакові, в  наслідок чого кожну чарунку можна  розглядати як квадратну пластинку, защемлену по контуру. При ширині поздовжнього ребра поверху 100 мм розрахунковий  прольот

 

Навантаження на 1 м² полиці з незначним перебільшенням можемо прийняти таким самим, як і для подовжнього ребра.

 

Згинальний момент на опорах і в  середині прольотів, віднесений до умовної  розрахункової смуги шириною b = 1 м, підраховуємо за формулою

 

Робоча висота перерізу

 

Визначаємо коефіцієнт α_m та величину ξ:

 

 

Знаходимо потрібну площу робочої  арматури полиці плити:

 

За одержаним значенням площі  арматури визначаємо крок стержнів Ø 4 Вр-І. В сортаменті знаходимо площу  перерізу одного стержня: А_s1 = 12,6 мм². Тоді потрібна кількість стержнів на один метр ширини полиці буде такою:

 

Крок стержнів буде складати

 

Приймаємо зварену сітку марки

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

3.  Розрахунок залізобетонної колони першого поверху.

Для розрахунку навантаження поперечний переріз ригеля приймаємо прямокутним  з розмірами b×h = 300×650 мм, колони –  квадратним 400×400 мм. Вантажна площа, з  якої передається навантаження на колону середнього ряду від перекриття та покриття, буде складати:

 

Таблиця 3.1. Визначення поздовжніх зусиль у колоні.

Різновиди конструктивів  і навантажень		Характеристичне значення навантаження		Коефіцієнт надійності		Граничне розрахункове значення навантаження, кН
		На одини-цю площі, кН/м2	Від вантажної площі, кН	γf	γn
Постійне
1. Від покриття:
захисний шар дрібного гравію в
бітумній мастиці δ = 15 мм,
ρ = 1,6 т/м3
1*1*0,015*1,6*9,81		0,24	0,24*34,5=8,28	1,3	0,95	10,26
шари руберойду на мастиці
0,01*9,81		0,1	0,1*34,5=3,45	1,3	0,95	4,3
асфальтова стяжка δ = 20 мм,
ρ = 1,8 т/м3
1*1*0,02*1,8*9,81		0,35	0,35*34,5=12,1	1,3	0,95	14,94
утеплювач:пористо-бетонні
плити δ = 200 мм, ρ = 0,3 т/м3
1*1*0,2*0,3*9,81		0,59	0,59*34,5=20,4	1,3	0,95	25,2
пароізоляція: 1 шар пергаміну  на
мастиці
0,005*9,81		0,05	0,05*34,5=1,73	1,3	0,95	2,14
залізобетонні плити
		2,45	2,45*34,5=84,53	1,1	0,95	88,33
залізобетонні ригелі
0,3*0,650*1*2,5*9,81		4,78	4,78*6,9=33	1,1	0,95	34,5
2. Від перекриттів
підлога –
З керамічної плитки		0,229	0,229*34,5*4=31,6	1,3	0,95	39
Шар цементно- піщаного розчину(табл..1.1)		0,353	0,353*34,5*4 = 48,7	1,3	0,95	60,14
залізобетонні плити		2,45	2,45*34,5*4=338,1	1,1	0,95	353,31
залізобетонні ригелі
0,3*0,65*1*2,5*9,81		4,78	4,78*6,9*4=132	1,1	0,95	137,94
3. Від власної ваги  колон (4 пов-в)
0,4*0,4*3,6*2,5*9,81		14,12	14,12*4=56,48	1,1	0,95	59,02
1 поверх                                       Сумарне постійне: 770,37						829,08(Nl1)
Змінне
1. Снігове (на покритті)	1,34		1,34*34,5=46,23	1,04	0,95	45,67 (Nsh)
2. Змінне (на 2-х перекриттях)	6,0		6*34,5*4=828	1,2	0,95	943,92 (Nl2)
Сумарне змінне: 874,23						989,59
Разом:  Nn = 1644,6						N = 1818,67

 

Граничне розрахункове значення снігового  навантаження на горизонтальну проекцію покриття підраховується за формулою

 

де  - коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового навантаження, при T_ef = 60 років.

S₀ = 1,34 МПа.

С – коефіцієнт, який визначається за формулою

 

  – коефіцієнт переходу від ваги снігового навантаження на поверхні землі до снігового навантаження на покритті при плоскому покритті, = 1.

С_e – коефіцієнт, який враховує режим експлуатації покрівлі, С_e = 1.

С_alt – коефіцієнт, який враховує висоту Н розміщення будівельного об’єкта над рівнем моря, С_alt = 1 (при Н<0,5 км).

Бетон для колони приймаємо важкий классу В25. Розрахунковий опір бетону стиску з урахуванням коефіцієнта  умов роботи γ_b2 = 0,9 буде таким:

 

Подовжня арматура – класу А400С (А-ІІІ) З R_sc = 375 МПа.

Поздовжні зусилля будуть такими:

• від постійних та тривалих змінних навантажень

 

• від короткочасного змінного навантаження (снігового)

 

Колони середніх рядів розраховуються як позацентрово стиснуті з випадковими  ексцентриситетами.

Розрахункова довжина колон  дорівнює висоті поверху:

 

Так як випадковий ексцентриситет

 

то приймаємо більше значення e_a = 13,3 мм. Тоді розрахунок виконуємо, приймаючи

1773+45,67=1818,67 кН.

Для важкого бетону при 

 

припускаючи відсутність проміжних  стержнів при a = a < 0,15h = 60 мм, що знаходимо  шляхом інтерполяції: φ_b ≈ 0,89;  φ_sb ≈ 0,91.

Приймаючи в першому наближенні φ = φ_b = 0,89, знаходимо

 

Тоді

 

Так як α_s < 0,5, уточнюємо значення φ в другому наближенні.

 

 

Зусилля, яке припадає на стиснуту арматуру,

 

Одержане в другому наближенні значення Н) відрізняється від одержаного в першому наближенні (47*10³ Н) на 4% (< 5%), тому сумарна площа арматури може бути прийнята такою:

 

 

За сортаментом приймаємо 4 Ø 18 А-ІІІ (d_s = 18 мм) з фактичною площею перерізу А_s = 1256мм² > 1250 мм². Поперечна арматура Ø 6 А-І (d_sw = 0,25d_s = 0,25*18 4,5 мм) встановлюється з кроком S = 20d_s = 20*18 = 360мм.

 

4. Розрахунок фундаменту під колону середнього ряду.

Переріз колони має розмір 400×400 мм. Сумарне нормативне зусилля в  колоні на рівні верху фундаменту N_n = 1644,6 кН.

Ґрунти основи – піски пилуваті середньої щільності, мало вологі, умовний  розрахунковий опір ґрунту R₀ = 0,25 МПа = 0,25*10⁶ Н/м². Бетон фундаменту приймаємо важкий, класу В20 з R_bt = 0,9 МПа = 0,9*10⁶ Н/м², коефіцієнт умов роботи бетону γ_b2 = 1,0. Арматура классу А300С (А-ІІ) з R_s = 280 МПа = 280*10⁶ Н/м². Вага одиниці об’єму бетону фундаменту та ґрунту на його уступах γ = 20 кН/м³.

Висота фундаменту попередньо приймається  рівною Н = 900 мм (кратною 300 мм), глибина  закладання фундаменту Н₁=900+150=1050мм=1,05м.

Площу підошви фундаменту визначаємо попередньо за формулою

 

Розмір сторони квадратної підошви  Приймаємо розмір а = 3,0 м (кратний 0,3 м).

Тиск на ґрунт від розрахункового навантаження

 

Робоча висота фундаменту з умови  продавлювання

 

Повна висота фундаменту встановлюється з умов:

1 Продавлювання: H = h₀ + a = 45 + 4 = 49 см.

2 Жорсткого защемлення колони в фундаменті:

 

3 Анкеровки стиснутої арматури  Ø 20 А-ІІІ:

 

Приймаємо остаточний фундамент висотою  Н = 79см, h₀ = Н–а =79–4 =75 см,  з двома уступами. Висота уступів 45 см. Товщина дна стакана 20 + 5 = 25 см.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 4.1. Фундамент під колону.

 

Розрахункові згинальні моменти  в характерних перерізах 1-1 та 2-2:

 

Де 

 

Де 

Потрібна площа перерізу арматури розраховується так:

 

 

 

Приймаємо крок стержнів – 150 мм, тоді кількість стержнів буде такою:

3000/150+1=21 шт. Площа одного стержня – 2614/21=124,5 мм², а діаметр – 14 мм. Захисний шар бетону – 35 мм (з підготовкою), 75 мм – без підготовки

 

5. Розрахунок перекриття з металевими балками та залізобетонним настилом.

5.1.  Компонування конструктивної схеми.

Вихідні дані:

1. Прольот балки – 7,3 м;
2. Крок балок S – 2,3 м;
3. Товщина залізобетонного настилу (плити) – 75 мм;
4. Тимчасове технологічне навантаження – 3,5 кН/м²;
5. Підлога – із керамічної плитки;
6. Довжина перекриття - S×5 = 2,2×5 = 11 м.

 

Відповідно до вихідних даних прийнята схема балкової клітки за рис. 5.1.1. Металеві балки мають обпирання на цегляні  стіни з товщиною 510 мм і глибиною обпирання 250 мм.

 

2. Розрахунок металевої балки.

Розрахункова схема балки зображена  на рис. 5.2.1.

Підрахунок навантаження на балку  подано в таблиці 5.2.1.

Матеріал металевих балок –  прокатні профілі зі сталі С235 марки  ВСт3кп2-1 ГОСТ 380-71, розрахунковий опір сталі – R_y = 230 МПа, коефіцієнт умов роботи конструкції – γ_с = 1,1, коефіцієнт, що враховує вплив пластичних деформацій, - с₁ = 1,1.

Розрахункова довжина балки (відстань між серединами глибини обпирання) складає

 

Максимальний згинальний момент складає

 

Максимальна поперечна сила

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Рисунок 5.2.1. Розрахункова схема металевої  балки.

Таблиця 5.2.1. Навантаження на металеву балку перекриття.

Вид навантаження, товщина  δ, та щільність шару ρ	Характеристичне значення навантаження		Коефіцієнти надійності		Граничне розрахункове значення навантаження, кН/м
	На одиницю площі, кН/м2	На одиницю довжини, кН/м	γf	γn
Постійне
1. Полімербетонна підлога
δ = 30 мм, ρ = 2,2 т/м3
1*1*0,03*2,2*9,81	0,65	0,65*2,3=1,5	1,2	0,95	1,71
2. Залізобетонний настил
(плита) δ = 70 мм, ρ = 2,5 т/м3
1*1*0,07*2,5*9,81	2,5	2,5*2,3=5,75	1,1	0,95	6
3. Металева балка (орієнтовно)
0,0273*9,81		0,27	1,1	0,95	0,28
Усього:		gn = 7,52			g = 7,99
Тимчасове
1. Змінне навантаження	3,5	vn = 3,5*2,3=8,5	1,2	95	v = 9,2
Разом:		gn + vn = 15,57			g + v = 17,19

 

Потрібний момент опору перерізу балки

 

Приймаємо двотавр І 30 ГОСТ 8239-89 з такими характеристиками:

W_x = 472 см³; І_х = 7080 см⁴; S_x = 268 см³;

d = 6,5 мм; g = 36,5 кг/м.

Тоді нормальні та дотичні напруження будуть складати:

 

 

Тобто умови міцності балки виконуються.

Визначаємо прогин балки при  дії нормативного навантаження:

 

де  - граничний прогин балки.

Отже вибраний двотавр І 33 відповідає вимогам міцності та жорсткості. 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Список використаної літератури.

1. Байков В. Н., Сигалов Э. Е.: Железобетонные конструкции. Общий курс: Учеб. Для вузов. – 5-е изд., перераб. И доп. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с.:ил.
2. Заикин А. И. Проектирование железобетонных конструкций многоэтажных промышленных зданий: Учеб. Пособие. М.: Издательство АСВ, 2005. – 200 с.
3. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных             конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]: ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР, ЦНИИпромзданий Госстроя СССР. – М.: Стройиздат, 1978. – 175 с.
4. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. [Текст]. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.
5. СНиП 2. 03.01 – 84. Бетонные и железобетонные конструкции.
6. Бондаренко В.М., Римшин В.И. Примеры расчёта железобетонных и каменных конструкций: Учеб. пособие. - М.: Высш. шк., 2006. - 504 с.