Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

БОЛЬШАЯ ЛЕНИНГРАДСКАЯ БИБЛИОТЕКА - РЕФЕРАТЫ - Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Расчет сборных железобетонных конструкций многоэтажного производственного здания

Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет

Институт экономики, управления и права

Кафедра железобетонных и каменных конструкций

Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине

«Железобетонные конструкции» по теме:

«РАСЧЕТ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ»

Нижний Новгород - 2010г.

1. Исходные данные

Район строительства - г.Ярославль (IV снеговой район).

Сетка колонн: поперёк здания - 5.7 м х 4 шт, вдоль здания - 6.7 м х 6 шт.

Высота этажа - 3.3 м.

Количество этажей - 4.

Временная нормативная нагрузка - р= 8.5 кН/м2.

Коэффициенты - к1= 0.75, К2= 0.8.

Бетон тяжелый класса для: плиты - В25, ригеля - В20, колонны - В25.

Рабочая арматура класса для: полка сборной плиты - А400, продольные рёбра плиты - А500, ригель - А500, колонны - А400.

Проектирование элементов железобетонных конструкций выполняется в соответствии с действующими Нормами.

План и поперечный разрез проектируемого здания, решенного в сборном железобетоне, представлены на рисунке 1.

Сборное железобетонное перекрытие компонуется из двух элементов: сборных ребристых плит (именуемых ниже «плиты») и сборных ригелей. Ригели поперечных рам во всех зданиях направлены поперек, а плиты - вдоль здания.

Ригели проектируются с ненапрягаемой рабочей арматурой. Поперечное сечение ригеля принимается прямоугольным.

Изгибающий момент в полке (в пролете и на опорах) по абсолютной величине равен:

М = , кН•м. (4.2)

М =13.61·(0.885)2/11= 0.97 кН•м.

По заданию полка армируется сварными сетками из обыкновенной арматурной проволоки класса А400.

Расчетное сопротивление Rs = 355 МПа

h0 = h?? - a = 50 - 17,5 = 32,5 мм; b = 1000 мм,

где а = 17.5 - 19 мм, примем а = 17.5 мм

По формулам имеем:

(4.3.)

Проверяем условие ?m < ?R:

. (4.4.)

Граничная относительная высота сжатой зоны:

(4.5.)

?R = ?R(1-0,5 ?R) (4.6.)

?R = 0,531(1-0,5•0,531) = 0,39

Таким образом, условие ?m = 0,063 < ?R = 0,39 выполняется.

Находим площадь арматуры:

Аs= (4.7.)

Аs=14.5/355·1000·32.5·(1-v1-2·0.063) = 86 мм2

Нижние (пролётные) и верхние (надопорные) сетки принимаем:

С1(С2) ; Аs =141 мм2 (+8,5%).

Процент армирования полки:

?%=0.43%.

2. Каждое поперечное торцовое ребро армируется -образным сварным каркасом с рабочей продольной арматурой 3 O 6 А400 и поперечными стержнями O 4 В500 с шагом 100 мм.

3. Расчет продольных ребер. Продольные ребра рассчитываются в составе всей плиты, рассматриваемой как балка П-образного сечения с высотой h =500 мм и конструктивной шириной В1=1125 мм (номинальная ширина В=1,14 м). Толщина сжатой полки h?? = 50 мм.

Расчетный пролет при определении изгибающего момента принимаем равным расстоянию между центрами опор на ригелях:

l=lk - 0,5b = 6,7 - 0,5 • 0,3 = 6.55 м;

расчетный пролет при определении поперечной силы:

l0 = lk - b = 6,7 - 0,3=6.4 м,

где b=0,3 м - предварительно принимаемая ширина сечения ригеля.

Нагрузка на 1 пог. м плиты (или на 1 пог. м двух продольных ребер) составит:

а) расчетная нагрузка для расчета на прочность (первая группа предельных состояний, ?? >1): постоянная

7.29 кН/м

где- расчётная нагрузка от собственного веса двух рёбер с заливкой швов

кН/м, где

=220 мм - средняя ширина двух рёбер.

= 25 кн/м3.

временная p = ?n p0 B = 0,95 · 10.2 · 1,14 = 11.05 кН/м;

полная q = g + p = 7,29 + 11.05 = 18.34 кН/м;

б) расчетная нагрузка для расчета прогиба и раскрытия трещин (вторая группа предельных состояний, ??=1):

qII = qn = 15.84 кН/м.

Усилия от расчетной нагрузки для расчета на прочность

М =98.4 кН·м;

Q =58.7 кН.

Изгибающий момент для расчета прогиба и раскрытия трещин

МII =84.95 кН·м.

4.2 Расчет прочности нормальных сечений

Продольная рабочая арматура в ребрах принята в соответствии с заданием класса А500, расчетное сопротивление Rs=435 МПа. Сечение тавровое с полкой в сжатой зоне; расчетная ширина полки:

b?f = B1 - 40 мм = 1125 - 40 = 1085 мм;

h0 = h - a = 500 - 50 = 450 мм (а=50 мм при двухрядной арматуре).

Полагая, что нейтральная ось лежит в полке, имеем:

m =0,031;

== 0,031;

x = h0 = 0,031 450 = 14 мм < hf=50мм;

Проверяем условие ?m < ?R:

Граничная относительная высота сжатой зоны:

?R = ?R(1-0,5 ?R) = 0,49(1-0,5•0,49) = 0,370.

Таким образом, условие ?m = 0,031 < ?R = 0,370 выполняется.

Площадь сечения продольной арматуры:

As=

As517 мм2

Принимаем продольную арматуру 414 А400 с Аs = 616 мм2 по два стержня в каждом ребре.

?%=1.37% < 5%.

4.3 Расчет прочности наклонных сечений на поперечную силу

Поперечная сила на грани опоры Qmax = 58.7 кН. В каждом продольном ребре устанавливается по одному каркасу с односторонним расположением двух рабочих стержней диаметром d = 14 мм (рис. 2). Диаметр поперечных стержней должен быть не менее 4 мм. Принимаем поперечные стержни диаметром dsw= 4 мм из проволоки класса В500, Asw1=12,6 мм2; расчетное сопротивление Rsw = 300 МПа. При Asw1=12,6 мм2 и n = 2 (на оба ребра) имеем:

Asw = n Asw1=212,6 = 25,2 мм2.

Бетон тяжелый класса В25 (Rb = 14.5 МПа; Rbt = 1.05 МПа; коэффициент условий работы бетона ?b1=1,0 т.к. кратковременная нагрузка составляет более 10% от всей временной нагрузки).

Шаг хомутов предварительно принимаем:

Sw1 = 150 мм (S1 ? 0,5h0 = 0,5 •450 = 225 мм; S1?300мм)

Sw2=300мм (S2 ? 0,75 h0 = 0,75 • 450 = 337мм; S2 ?500мм).

Прочность бетонной полосы проверим из условия (7):

>Qмах = 58700 Н

т.е. прочность полосы обеспечена

Интенсивность хомутов определим по формуле:

, Н/мм (4.8.)

Н/мм

Поскольку qsw=50.4 Н/мм > 0,25Rвtb = 0,251.05170 =44.6 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и значение Мb определяется по формуле:

, Н•мм (4.9.)

Н•мм

Определим длину проекции самого невыгодного наклонного сечения с:

кН/м.

Поскольку

значение с определяем по формуле:

, но не более 3h0 (4.10.)

мм > 3h0=3450=1350 мм,

следовательно, принимаем с=1350 мм.

Длина проекции наклонной трещины с0 - принимается равной с, но не более 2h0. Принимаем

с0 = 2h0 = 2 450 =900 мм. Тогда

QSW = 0,75qSW c0 = 0,75 50.4 900 = 34020 Н = 34.02 кН

кН,

кН.

Проверяем условие

кН >кН.

т.е. прочность наклонных сечений обеспечена.

Проверим требование:

> Sw1. (4.11.)

мм > Sw1=150 мм.

т.е. требование выполнено.

4.4 Определение приопорного участка

При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:

Н/мм,

где

.

Поскольку

, тогда:

, Н/мм

Н/мм

Так как , то длина приопорного участка:

, (4.12.)

где (4.13.)

Н

мм

1. Расчет прогиба плиты

Исходные данные для расчета:

Изгибающий момент в середине пролета МII=84.95 кНм.

Модуль упругости: бетона Eb=30000 МПа, арматуры Es=200000 МПа.

Сечение тавровое. С учетом замоноличивания бетоном продольного шва между ребрами расчетная ширина полки будет bf=1140 мм и средняя ширина ребра

b=(255+185)/2=220 мм

Проверяем наличие нормальных к продольной оси трещин в растянутой зоне ребер. Трещины образуются при условии

MII > Rbt,serWpl. ( 4.14.)

Упругопластический момент сопротивления Wpl по растянутой зоне находим по формуле при Аs=0 и 1=0:

Wpl=(0,292+0,7521+0,151)bh2, (4.15.)

где 1=

1=

=

Wpl=(0,292+1,50,00566,67+0,150,42)·2205002 = 22,605106 мм3.

Rbt,serWpl.=1,5522,605106=35,04106 Нмм=35,0 4 кНм < MII=84,95 кНм,

т.е. растянутой зоне образуются трещины.

Кривизну 1/r определяем для элемента с трещинами в растянутой зоне, согласно пп. 4.27-4.29 СНиП 2.03.01-84* [2]. Для железобетонного изгибаемого элемента с ненапрягаемой арматурой формула (160) указанного СНиПа примет вид:

, (4.16.)

Где b = 0,9 - для тяжелого бетона (п. 4.27);

v = 0,15 - для тяжелого бетона при продолжительном действии нагрузки (п. 4.27, табл. 35).

Коэффициент s вычисляется по формуле (167) СНиП 2 при исключении третьего члена:

s=1,25 - lsm, (4.17.)

где ls=0,8 (п. 4.29, табл. 36, продолжительное действие нагрузки);

m= < 1

(формула (168) для изгибаемого элемента при отсутствии предварительного напряжения).

s=1,25 - 0,80,41 =0.922 < 1. Согласно п. 4.29 СНиПа 2, принимаем s=1,0.

Плечо внутренней пары сил и площадь сжатой зоны бетона определяется по приближенным формулам, полагая:

x= мм,

мм,

мм2.

Кривизна составит:

мм

Прогиб плиты в середине пролета будет

f= мм < fult= мм,

т. е. прогиб плиты лежит в допустимых пределах (см. 1, табл. 19).

2. Проверка ширины раскрытия трещин, нормальных к оси продольных ребер, производится согласно пп. 4.14 и 4.15 СНиП 2.03.01 - 84* [2]. Ширина раскрытия трещин определяется по формуле (144) СНиПа:

Для рассчитываемой плиты, загруженной только длительной нагрузкой, входящие в расчетную формулу для аcrc величины согласно п. 4.14 СНиПа равны:

< 0,02;

?l=1,6-15?=1,6-15*0,0062=1,507 (тяжелый бетон естественной влажности); ?=1,0; ?=1,0; d- диаметр принятой арматуры.

Напряжение в арматуре ?s в сечении с трещиной при расположении арматуры в два ряда по высоте находится на основании формул (147) и (149) СНиПа [2] при значении Р=0 (предварительное напряжение отсутствует):

,

Где

Значения z и x принимаются такой же величины, как при расчете прогиба:

а1=50 мм; мм;

;

Н/мм2=340.7 МПа < Rs,ser=500 МПа

(требование п. 4.15 СНиПа [2]).

Ширина раскрытия трещин составит:

0,36 мм = acrc2 = 0,36 мм,

т.е. ширина раскрытия трещин лежит в допустимых пределах.

В крайнем пролете:

кНм

На крайней опоре:

кНм

В средних пролетах и на средних опорах:

кНм

Отрицательные моменты в пролетах при p/ ? = 41.42 / 43.2 = 0,96 1,0:

в крайнем пролете для точки «4» при ? = - 0,010

M4=? (g+?) l12 = -0,010 •84.62•4,5 2 = -17 кН•м;

в среднем пролете для точки «6» при ?= -0,013

M6=? (g+?) l22 = -0,013•84.62•4.7 2 = - 24.3 кН•м.

5. Расчетные поперечные силы

На крайней опоре:

QA = 0,45ql1 = 0,45•84.62•4,5 = 171.4 кН.

На опоре B слева:

0,55 84.62 4, 5 = 209.4 кН.

На опоре B справа и на средних опорах:

0,5 84.62 4.7 = 198.9 кН.

6. Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям

Для арматуры класса A500 ?R = 0,49 (см. расчет продольного ребра плиты). Принимаем ширину сечения b=300мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту MB = 117 кН•м, задаваясь значением ? = 0,35 < ?R = 0,49. Находим ?m = ? (1 - 0,5?) = 0,35(1 - 0,5•0,35) = 0,289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле (1):

мм;

h = h0+a = 343+65 = 408 мм;

принимаем h = 450 мм (h/b = 450/300 = 1,5).

Расчет арматуры

Расчетное сопротивление арматуры класса A500 будет Rs = 435 МПа. Расчет производится по формулам:

Аs =

а) Крайний пролет. M1 = 142.7 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h - a = 450 - 65 = 385 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)

Аs = 1023 мм2.

Принимаем арматуру 2O16 A500 + 2O20 A500 с АS = 402 + 628 = 1030 мм2.

Проверяем условие ?m < ?R:

?R = ?R(1-0,5 ?R) = 0,49(1-0,5•0,49) = 0,37

Таким образом, условие ?m = 0,279 < ?R = 0,37 выполняется, т.е. для сечения ригеля с наибольшим моментом M1 условие выполняется.

б) Средний пролет. M2 = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h-a = 450-60=390 мм (арматура расположена в два ряда по высоте)

Аs =

791мм2

принято 214 A500 и 218 A500 с As = 308 + 509 = 817 мм2.

в) Средняя опора. MB = MC = M = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h - a = 450-65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм)

Аs =

805мм2

принято 225 A500 с As = 982 мм2.

г) Крайняя опора. MA = 85.7 кН•м; h0 = h - a = 450 - 65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм);

Аs =

565 мм2

принято 220 A500 с As = 628 мм2.

д) Верхняя пролетная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6»

M6 = 24.3 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 =

=h - a = 450-35=415мм (однорядная арматура);

Аs =

138 мм2

принято 210 A500 с As= 157 мм2.

е) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4»

M4 = 17 кН•м; h0 = h - a = 415 мм (однорядная арматура);

Аs =

96.9 мм2

принято 28 А500 с As = 101 мм2.

7. Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил

В крайнем и средних пролетах ригеля устанавливаем по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в каждом каркасе d = 25 мм.

Qmax = 209.4 кН. Бетон В20 (Rb = 11,5МПа; Rbt = 0,9МПа ?b1 = 1,0

Так как нагрузка на ригель включает ее временную составляющую).

Принимаем во всех пролетах поперечные стержни из стали класса А-II (А300) диаметром dsw = 6 мм (Asw = 28.3 мм2). Принятый диаметр поперечных стержней удовлетворяет требованиям обеспечения качественной сварки, расчетное сопротивление поперечных стержней принимаем, согласно Приложения, равным Rsw = 300 МПа. Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе, т.е. n=2.

Вычисляем

Asw=n•Asw1=2•28,3=56.6 мм2;

RswAsw = 300•56.6 = 16980 H.

Сечение прямоугольное с шириной b=300 мм и высотой h = 450 мм. Рабочая высота сечения на приопорных участках h0 = 385 мм (см. расчет продольной арматуры). В крайнем и среднем пролетах ригеля шаг поперечных стержней:предварительно принимаем

Sw1=100мм (S1?0,5h0; S1?300 мм);

Sw2=250 мм (S2 ?0,75h0; S2 ?500мм).

1. Проверки на прочность наклонной сжатой полосы:

0,3 Rb b h0 = 0,3 11,5 300 385 = 398.48 кH > QMAX = 209.4 кН

т.е. прочность полосы обеспечена

2. Проверка прочности наклонного сечения

Н/ мм.

Поскольку qsw=169.8 Н/мм > 0,25Rbtb = 0,25•0,9•300 = 67,5 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и Мb определяется по формуле:

Н мм = 60.03 кН м.

кН/м

Поскольку

cмм < 3h0 = 3 • 385 = 1155 мм

Принимаем c = 969 мм, c0= 2•385=770 мм;

98060 H = 98.06 кН

кН

кН (147.5)

Проверка условия

кН > Q=147.5 кН,

условие прочности обеспечивается.

Проверка требования

мм > Sw1=100 мм

т.е. принятый шаг Sw1=100 мм удовлетворяет требованиям СП [4].

Определение приопорного участка

При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от:

76.41 Н/мм, где:

Н/ мм.

qsw2 = 67.92 Н/мм > 0,25 Rbt b = 0,25 0,9 300 = 67,5 Н/ мм - условие выполняется, т.е. Mb и Qb,max не пересчитываем.

Так как Н/ мм > q1 =63.91 Н/ мм, то:

,

мм

где = 51975 Н

Обрыв продольной арматуры в пролете. Построение эпюры арматуры.

По изложенному выше расчету определяется площадь продольной рабочей арматуры в опасных участках сечения: в пролетах и на опорах, где действует наибольшие по абсолютной величине моменты.

Для определения места обрыва продольной арматуры строятся огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра арматуры, представляет собой изображение несущей способности сечений ригеля Мult.

Моменты в пяти точках определяются по формуле:

Расчетные моменты эпюры арматуры, которое может воспринять балка в каждом сечении при имеющихся в этих сечениях растянутой арматуры, определяется по формуле:

, где

,мм - высота сжатой зоны.

AS - площадь арматуры в рассматриваемом сечении.

Место действия обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстоянии W, принимаемом не менее величины, определяемой по формуле:

Q - расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня;

qsw - усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента на рассматриваемом участке;

d - диаметр обрываемого стержня.

При правильном подборе и распределении продольной арматуры по длине ригеля эпюра арматуры Mult повсюду охватывает огибающую эпюру моментов M, нигде не врезаясь в нее, но и не удаляясь от нее слишком далеко в расчетных сечениях. В таком случае во всех сечениях ригеля, будет выполнятся условие прочности по моменту M<Mult и обеспечения экономичности расходование арматуры.

Построение эпюры арматуры ниже иллюстрируется на примере рассчитываемого ригеля рамы. Согласно заданию, построение эпюр производиться для крайнего пролета.

Подсчет моментов сведен в табл. 2, при этом отрицательные моменты в пролете вычисляются для отношения

p/g = 41.42/43.2 1.

Таблица 2

Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 0,1 l1= 0,45 м от грани левой опоры и 0,125 l1 = 0,56 м от грани правой опоры. Огибающая эпюра моментов приведена на рис. 11. Под ней построена эпюра поперечных сил для крайнего пролета.

Ординаты эпюры Мult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже.

На положительные моменты

На наибольший положительный момент M1 принята арматура 220 и 216 А500 с Аs = 1030мм2.

мм

435 1030 (385 - 0,5 130) = 143.4 кНм

Ввиду убывания положительного момента к опорам, часть арматуры можно не доводить до опор, оборвав в пролете. Рекомендуется до опор доводить не менее 50% расчетной площади арматуры. Примем, что до опор доводится 2O20 A500 с АS = 628 мм2. Момент Мult, отвечающий этой арматуре, получим пропорционально ее площади:

мм

435 628 (385 - 0,5 79) = 94.4 кНм

На отрицательные опорные моменты:

На момент МA принята арматура 2O20 А500 с АS=628 мм2.

мм,

435 628 (385 - 0,5 79) = 94.4 кНм

На момент МB = МC принята арматура 2O25 А500 с АS=982 мм2.

мм

435 982 (385 - 0,5 123.8) = 138 кНм

На отрицательные пролетные моменты

На момент М4 принята арматура 2O8 А500 с АS=101 мм2.

мм

435 101 (415 - 0,5 12.7) = 17.95 кНм

Обрываемые пролетные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а определяется из эпюры графически.

В сечении 2 каркаса ( dsw= 6 мм; Аsw1=28.3 мм2; Аsw=56.6 мм2; Rsw= 300 МПа)

H/мм.

Значения W будут (см. рис.11): для пролетных стержней 225 A- II (А300)

слева:407 мм < 20d = 500 мм

справа: 512 мм > 20d = 500 мм;

для надопорных стержней слева 2O28 А300:

504 мм < 20d = 560 мм

справа 236 A-II (А300)

629 мм < 20d = 720 мм

Принято W1= 500 мм; W2 = 550 мм; W3 = 600 мм; W4 = 750 мм.

Сетка колонн м

Высота этажей между отметками чистого пола - 3.3 м. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кH/м2, расчетное значение снеговой нагрузки на покрытие - 2.4 кH/м2 (для г.Ярославля). Кратковременная нагрузка превышает 10% от всей временной. Коэффициент снижения ее на междуэтажных перекрытиях к2=0,8. Коэффициент надежности по назначению здания n=0,95.

Основные размеры ребристых плит и ригелей перекрытий и покрытия принимаются по предыдущему расчету. Толщина пола - 100 мм. Бетон тяжелый класса B25, продольная арматура - класса A400, поперечная арматура - класса A240.

Расчет колонны на сжатие

Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит

5.76,7=38.19 м2.

Подсчет нагрузок на грузовую площадь сведен в таблицу.

Нагрузку от собственного веса конструкций покрытия и междуэтажных конструкций принимаем по данным предыдущего расчёта.

Колонну принимаем сечением 400?400 (мм). Собственный вес колонны длиной 3.3 м с учетом веса двухсторонней консоли будет:

Нормативный - 0,95[0,40,43.3 +(0,30,45+0,30,3) 0,4] 25 = 14.68кН.

Расчетный - 1,114.68 = 16.15 кН.

Расчет колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения:

Площадь сечения продольной горизонтальной арматуры консоли As определяют по изгибающему моменту у грани колонны (в опорном сечении консоли), увеличенному на 25% за счет возможности отклонения фактического приложения нагрузки Q на консоль от ее теоретического положения в неблагоприятную сторону: M=1,25Q a.

М=1,25Qа=1,25273.750,18=61.59 кН·м.

Площадь сечения арматуры будет равна:

мм2.

Принимаем 2O16 A400 с АS=402 мм2 .

Список литературы

СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия [Текст]: утв. Госстроем России 29.05.2003: взамен СНиП II-6-74: дата введения 01.01.87. - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 44 с.

СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции [Текст]: Госстрой СССР - М.: ЦИТП, 1989. - 85 с.

СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004. - М.: ГУП НИИЖБ, 2004. - 26 с.

СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004. - М.: ГУП НИИЖБ, 2004. - 55 с.

Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]: Научно-исследовательский институт бетона и железобетона Госстроя СССР. - М.: Стройиздат, 1975. - 192 с.

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.

Байков, В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс [Текст]: учеб. для вузов / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. Изд. 5-е, перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991. - 767 с.: ил.

Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]. - М.: Стройиздат, 1975.

Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]. М.: Стройиздат, 1978.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. [Текст]. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.