Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания

Федеральное Агентство по Образованию

Государственное Образовательное учреждение Высшего Профессионального Образования

Братский государственный университет

Кафедра «Строительных конструкций»

Курсовой проект

«Строительные конструкции»

Проектирование сборного железобетонного многоэтажного здания

Пояснительная записка

2906 СК 00 КП 000 00 ПЗ

Выполнил:

ст. гр. СТ-01-2 С.В. Рожнев

Проверил:

к. т. н., профессор Г.В. Коваленко

Братск 2004

Содержание

КП

В ведение

Целью выполнения данного курсового проекта является приобретение навыков практического использования теоретического материала, ознакомление с действующими нормами и специальной литературой.

Предполагается запроектировать железобетонные конструкции многоэтажного здания с неполным каркасом – внутренними железобетонными колоннами и наружными несущими стенами из кирпича.

1 .Компоновка конструктивной схемы сборного перекрытия

В состав балочного перекрытия входят панели и поддерживающие их ригели. Ригели опираются на внутренние колонны и наружные несущие стены. Компоновка состоит из выбора сетки колонн, направления ригелей (продольного или поперечного), типа и ширины панелей.

Здание с неполным железобетонным каркасом, размеры здания в плане 16,8×30 м.принимаем поперечное расположение ригелей (рис 1.1). Ширина рядовой панели 1,4 м. Раскладка панелей начинается со среднего пролета. В среднем пролете принимается 2 рядовых панели и 2 связевые:

м

В крайнем пролете 3 рядовых панели и доборный элемент шириной 0,5 м.: 3·1,4+0,5+0,7+0,2=5,6 м, где 0,2 м. – привязка несущей стены. Для расчета принимаем рядовую панель номинальной шириной 1,4 м. Тип панели – ребристая.

Рис. 1. 1

2 .Расчет сборной ребристой железобетонной панели перекрытия.

2.1.Конструкция панели.

Назначаем высоту панели

мм,

где мм - расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху.

Принимаем h=390 мм. Панель проектируется без промежуточных поперечных ребер.

Номинальные размеры панели

мм.

Конструктивные размеры панели

мм.

Назначаем ширину полки 60 мм, ширину продольных ребер 70 мм.

Конструкция и размеры панели приведены на рис. 2.1

Конструкция и размеры панели

Рис. 2. 1

2.2.Сбор нагрузок на перекрытие.

Т аблица 2.1

Нагрузки на 1м² плана здания

Вид нагрузки	Нормативные нагрузки, Н/м2	Коэффициент надежности по нагрузки, γƒ	Расчетная нагрузка, Н/м2
1. Постоянная: от плиточного пола δ=15 мм, ρ=2000 кг/м3 от слоя цементного раствора δ=20 мм, ρ=2000 кг/м3 собственный вес панели	300 400 2500	1,1 1,3 1,1	330 520 2750
ИТОГО	gn=3200		g=3600
2. Временная: кратковременная длительная	1500 6500	1,2 1,2	1800 7800
ИТОГО	ρn=8000		ρ=9600
3. Полная	qn=gn+ ρn qn=11200		q=g+ρ q=13200

2.3.Материалы для панели перекрытия

Бетон тяжелый класса В30 с объемным весом 2500 Н/м³.

Расчетное сопротивление бетона сжатию Rb=17,0 МПа.

Расчетное сопротивление бетона растяжению Rbt=1.30 МПа.

Нормативное сопротивление бетона сжатию и растяжениюRbn(Rb,ser)=22,0 МПа; Rbtn(Rbt,ser)=1,80 МПа.

Коэффициент условной работы бетона γb2=0,9.

Бетон подвергается тепловой обработке при атмосферном давление. Начальный модуль упругости бетона Eb=29,0·10³ МПа.

Передаточная прочность бетона устанавливается так, чтобы

Напрягаемая арматура класса К – 7 натягивается механическим способом на упоры. Технология изготовления панелей перекрытия агрегатно-поточная.

Расчетное сопротивление арматуры растяжению Rs=1100 МПа. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1335 МПа.

Модуль упругости арматуры Es=1,8·10⁵ МПа.

Ненапрягаемая арматура в полке панели Bp-I, в ребрах – Bp-I. Es=1,7·10⁵ МПа, Rs=365 МПа.

Расчетное сопротивление на действие поперечной силы Rsw=265 МПа.

Панель будет эксплуатироваться при влажности окружающей среды 75%.

2.4. Расчет полки панели на местный изгиб

П олка рассчитывается как балочная плита на изгиб в коротком направлении, так как соотношение длинной и короткой стороны больше двух. Полка рассматривается как частично защемленная в продольных ребрах.

Расчетный пролет полки – расстояние в свету между продольными ребрами.

мм =1,19 м

Расчетная схема полки

Рис. 2. 2

Для расчета выделяем полосу шириной 1 м. (см. рис. 1.1.). Погонная нагрузка на балку собирается с грузовой площади шириной 1 м. (см. табл. 2.1):

Н/м,

где γn=0,95 – коэффициент надежности по назначению здания

q1=1650 Н/м² – собственный вес полки,

q1=γ·h'f·γf=25000·0,06·1,1=1650 Н/м²

Момент в середине пролета с учетом возможного образования пластического шарнира

Н·м

Расчет прочности нормальных сечений.

Ширина расчетного сечения b1=100 см, высота h'f=6 см, полезная высота сечения

см

Находим коэффициент αm:

По табл. 3.1 [3] находим ξ=0,04 и η=0,98

Определяем граничное значение относительной величины сжатой зоны бетона:

где - характеристика сжатой зоны бетона

- напряжение в арматуре.

, площадь арматуры на 1пог.м. ширины полки находим по формуле:

см²

По табл. 6.22 [4] принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Вр-I d=4мм, шагом 150 мм, площадью на 1 пог.м. AS=1,01 см². Распределительная арматура (продольная) принимается по табл. 6.2. [4], d=3 мм, шагом 200 мм.

Армирование полки панели производим в соответствии с эпюрой моментов (рис. 2.2)

Армирование полки панели

Рис. 2. 3

2.5. Расчет продольных ребер панели

Р асчетная схема панели

Рис. 2. 4

Расчетный пролет панели при опирании на ригель сверху:

м (расстояние между осями опор)

Нагрузки собираем с грузовой площади шириной 2 м.

Нагрузки на 1 пог.м. панели:

расчетная

кН/м

нормативная полная

кН/м

нормативная длительно действующая постоянная + длительная временная)

кН/м

нормативная кратковременная

кН/м

Изгибающие моменты в середине пролета:

от нагрузок q: кН·м

от нагрузок qⁿ: кН·м

от нагрузок qⁿe: кН·м

от нагрузок qshⁿ: кН·м

Поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки

кН

Приведенное сечение панели – тавровое с полкой в сжатой зоне.

П риведенное сечение панели

Рис. 2. 5

Ширина ребра приведенного сечения равна суммарной продольных ребер панели. Средняя ширина продольных ребер (70+80)/2=75 мм.

- в расчет вводится вся полка

135 см.

2.6 Расчет прочности нормальных сечений

Определяем положение нейтральной оси:

Момент, воспринимаемый полкой:

кН∙м

— нейтральная ось проходит в полке.

Расчет ведем как для прямоугольного сечения 135 см.

Назначаем величину предварительного напряжения МПа.

Проверяем соблюдение условий

МПа

МПа

Условия выполняются.

Предельное отклонение предварительного напряжения

Коэффициент прочности натяжения арматуры при благоприятном действии предварительного напряжения:

Величина предварительного напряжения с учетом точности натяжения арматуры:

МПа

Подбор продольно напрягаемой арматуры

Определяем коэффициент

По табл. 3.1 [3] находим ξ=0,042 и η=0,979. Граничная относительная высота сжатой зоны бетона

где МПа.

Здесь с учетом потерь предварительного напряжения: МПа

Площадь напрягаемой арматуры

где — коэффициент, учитывающий работу высокопрочной арматуры выше условного предела текучести.

где =1,15

Принимаем =1,15. Тогда

см²

По приложению 2[1] принимаем 2 d15 К - 7

см² 2,46 см²

Расчетное сопротивление арматуры К – 7 d15 растяжению Rs=1080 МПа. Нормативное сопротивление арматуры растяжению Rsn=1295 МПа.

Модуль упругости арматуры Es=1,8·10⁵ МПа.

Величина предварительного напряжения МПа

Напрягаемую арматуру размещаем в растянутой зоне продольных ребер панели по одному стержню в каждом ребре.

2.7 Расчет прочности наклонных сечений

Проверяем прочность панели на действие наклонных сжимающих усилий:

где — коэффициент, учитывающий влияние поперечной арматуры.

,

где

— коэффициент армирование поперечной арматуры.

По конструктивным требованиям на приопорных участках:

см

см

Принимаем поперечные стержни из стали класса Вр-I диаметром 4 мм и шагом на приопорных участках 15 см. Поперечная арматура объединяется в каркасы и располагается в продольных ребрах панели. Количество каркасов в поперечном сечении равно двум.

см²

кН

Прочность по наклонной полосе между наклонными трещинами обеспечена.

Влияние свесов сжатых полок

Влияние усилий обжатия

<1,5

Вычисляем

Н∙см=66,4 кН∙м

В расчетном наклонном сечении

м > м

Принимаем С=72 см

Тогда сила, воспринимаемая бетоном:

Н=92,2 кН>73,8 кН − расчет поперечной арматуры не нужен.

В средней части пролета см

см. Принимаем S=30 см.

Армирование продольного ребра

Рис. 2. 6

2 .8 Геометрические характеристики приведенного сечения

— для арматуры К-7

Площадь приведенного сечения (см. рис. 2.5)

см²

Статический момент площади приведенного сечения относительно нижней грани:

см³

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

см

Момент инерции сечения относительно центра тяжести:

Момент сопротивления по нижней зоне:

см³

То же по верхней зоне:

см³

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки:

см

То же до нижней ядровой точки:

см

Упругопластический момент сопротивления приведенного сечения по растянутой зоне:

см³

где — коэффициент, зависящий от формы поперечного сечения. Для таврового сечения с полкой в сжатой зоне =1,75.

В стадии изготовления

см³

здесь =1,5 для таврового сечения с полкой в растянутой зоне при

и

2.9 Определяем потери предварительного напряжения

Потери от релаксации напряжений в арматуре

МПа

Потери от температурного перепада между натянутой арматурой и упорами , так как при пропаривание форма с упорами нагревается вместе с изделием.

Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных устройств:

МПа

Потери от трения об огибающие приспособления , т.к. напрягаемая арматура прямолинейна и трение отсутствует.

Потери от деформации стальных форм МПа

Предварительное напряжение с учетом вычисленных потерь

МПа

Усилие обжатия с учетом потери :

Н

Эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения

Напряжение в бетоне при обжатие

Передаточная прочность бетона из условия :

МПа

. Принимаем

Определяем сжимающие напряжение в бетоне на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры с учетом изгибающего момента о веса плиты

Н∙м=14,37 кН∙м

Потери от быстронатекающий ползучести:

МПа

Первые потери: МПа

Усилие обжатия с учетом первых потерь

Н=227,4 кН

Напряжение в бетоне при обжатие с учетом первых потерь

Тогда

Потери от усадки бетона МПа

Потери от ползучести бетона

МПа

Вторые потери: МПа

Полные потери: МПа > 100 МПа, т.е. больше установленного минимального значения потерь. Принимаем МПа

Усилие обжатия с учетом полных потерь

Н=198,7 кН

2.10 Расчет по образованию трещин

Конструкция относится к третьей категории трещиностойкости (табл. 2.2 [3]). Расчет ведется на нормативные нагрузки

Момент трещинообразования

,

где − ядровый момент усилий обжатия.

При Н∙см =51 кН∙м

Н∙см = 66,9 кН∙м

− в растянутой зоне образуются трещины.

2.11 Расчет по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси

Расчет производим при . По табл. 2.1[3] предельная ширина раскрытия трещин:

Непродолжительная =0,3, продолжительная =0,2 мм.

Приращение напряжений в раскрытой арматуре от постоянной и длительной временной нагрузки

где см − плечо внутренней пары сил;

см³ − момент сопротивления сечения по растянутой арматуре.

МПа

П риращение напряжений в растянутой арматуре от полной нагрузки

МПа

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия всей нагрузки

,

где <0,02 − коэффициент армирования сечения продольной арматурой;

− для изгибаемых элементов

− для канатов

− коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки;

− диаметр продольной арматуры, мм.

мм

Ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия длительной нагрузки

мм

Ширина раскрытия трещин от продолжительного действия длительной нагрузки

мм

Непродолжительная ширина раскрытия трещин

мм

2.12 Расчет прогиба плиты

Предельный прогиб по табл. 2.3[3] см.

Прогиб определяем от длительных нагрузок с учетом трещин в растянутой зоне. Заменяющий момент равен кН∙м. Продольная сила Н.

Эксцентриситет

см

Коэффициент, характеризующий неравномерность деформаций растянутой арматуры между трещинами

где при длительном действии нагрузки;

Вычисляем кривизну оси при изгибе

где − коэффициент, учитывающий неравномерность распределения деформаций крайнего сжатого волокна на участке с трещинами;

при длительном действии нагрузки, характеризует упругопластическое состояние бетона сжатой зоны;

см².

Прогиб в середине пролета

Таким образом, панель перекрытия удовлетворяет расчету по первой второй группам предельных состояний.

3 Расчет сборного однопролетного ригеля перекрытия

3 .1 Расчетный пролет, расчетная схема

Ригель среднего ряда рассчитывается на действие равномерно распределенной нагрузки как однопролетная балка с шарнирным опиранием на консоли колонн (см. рис. 3.1). Расчетный пролет ригеля − расстояние между осями опор.

м

где 0,5 − зазор между торцом ригеля и гранью колонны, м;

0,4 − ширина сечения колонны, м;

0,2 − площадка опирания ригеля на консоль, м.

Расчетная схема

Рис. 3. 1

Высота мм

Ширина мм

3.2 Сбор нагрузок

Нагрузки на ригель собираются с грузовой площади шириной 6 м. (см. рис. 1.1)

Постоянная нагрузка:

От веса пола и панели (см. табл. 2.1):

Н/м

от собственного веса ригеля:

Н/м

Временная нагрузка (см. табл. 2.1):

Н/м

Полная нагрузка:

Н/м

3.3 Определение расчетных усилий

И згибающий момент в середине пролета

Н∙м

Поперечная сила на опоре

Н

3.4 Характеристики материалов

Бетон тяжелый класса В − 20

МПа, МПа, , МПа

Продольная арматура класса А − III МПа

3.5 Проверка достаточности размеров ригеля

где

По табл. 3.1[3] определяем

Рабочая высота

м = 43 см

Полная высота м

Принимаем высоту ригеля 0,5 м.

3.6 Расчет прочности нормальных сечений

По табл. 3.1[3] определяем

Требуемая площадь рабочей арматуры

см²

Принимаем два ряда продольных стержней: нижний − 2 d25 А-III (As=9,82 см²), верхний 2 d22 А-III (As=7,6 см²)

3.7 Расчет прочности наклонных сечений

П роверяем прочность на действие наклонных сжимающих усилий.

При высоте ригеля м на приопорных участках принимаем шаг см,

см

Назначаем шаг мм, диаметр поперечной арматуры определяем из усилий свариваемости с продольной арматурой

→ → мм

Принимаем диаметр поперечной арматуры 6 мм. класс А-I.

Так как мм. принимаем по ширине ригеля 2 каркаса

см²

Проверяем прочность по наклонной сжатой полосе

,

где

− условие выполняется, прочность обеспечена.

Проверяем необходимость расчета поперечной арматуры

− условие не выполняется, необходим расчет поперечной арматуры.

Задаемся величиной проекции наклонной трещины

м

Определяем погонное усилие, воспринимаемое поперечными стержнями:

Н/м

Необходимое условие

Н/м

Невыгодная проекция наклонной трещины

м

Принимаем (минимальное из трех значений: , , )

Проверяем прочность наклонных сечений

П рочность обеспечена, если

где − сила, воспринимаемая бетоном;

− сила, воспринимаемая хомутами.

Н

Н

Условие выполняется прочность наклонных сечений обеспечена.

В средней части пролета шаг хомутов увеличиваем до см при условиях см и м

Армирование ригеля

Рис. 3. 2

3.8 Конструирование арматуры ригеля

В целях экономии арматуры один ряд стержней обрывают, не доведя до опор, так как арматура рассчитана на максимальный момент в середине пролета. Уточняем расстояние до центра тяжести всей арматуры и арматуры, доводимой до опор. Арматуру размещаем в соответствии с конструктивными требования прил. 9[3].

Рис. 3. 3

Обрываем верхний ряд стержней. Определяем момент, который воспринимают оставшиеся стержни:

По табл. 3.1[3] определяем

Н

Определяем момент, воспринимаемый всей арматурой:

По табл. 3.1[3] определяем

Н

Определяем расстояние до точек теоретического обрыва верхнего ряда стержней . Изгибающий момент на расстояние от опоры.

; − точки теоретического обрыва верхнего ряда арматурных стержней.

Стержни заводятся за точки теоретического обрыва на величину  :

где − поперечная сила в точке теоретического обрыва;

− интенсивность наружного армирования в точке теоретического обрыва

− диаметр обрываемого стержня ( мм)

Н

Н/м

м

м

Назначаем м

Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q представлены на рис.3.4

Эпюра материалов ригеля и эпюры M и Q

Рис. 3. 4

4 Расчет сборной железобетонной колонны

4.1 Данные для проектирования

Бетон класса В 20, продольная арматура класса А –III, поперечная арматура класса А – I, высота этажа h = 4,2 м, количество этажей n = 5 . Район строительства – г. Оренбург (3 район по весу снегового покрова [2]). Расчетная нагрузка от веса кровли 1,5 кН/м².

4.2 Нагрузки на колонну среднего ряда первого этажа

Нагрузки собираются с грузовой площади (см. рис. 1.1)

Нагрузки от перекрытия

от веса пола и панели перекрытия

Н

от веса ригеля перекрытия

Н

Итого: Н

Временная:

длительная Н

кратковременная Н

Нагрузки от покрытия

Постоянная:

от веса кровли и панели перекрытия

Н

Итого: Н

Временная (снеговая):

длительная Н

кратковременная Р4 =700∙1,4∙33,6∙0,95= 31281,6 Н.

1,4 − коэффициент надежности

Собственный вес колонны первого этажа размером (обрез фундамента находится на отметке − 0,6 м)

Н

Собственный вес колонны средних этажей

Н

4.3 Определение усилий в колонне

Усилия от постоянной нагрузки:

Усилия от длительно действующей временной нагрузки на перекрытие:

Н

Усилие от кратковременной нагрузки на перекрытие

Н

Усилие от длительно действующей снеговой нагрузки: Р3 = 17875,2 Н

Усилие от кратковременной снеговой нагрузки: Р4 =31281,6 Н.

Составляем основные сочетания нагрузок. Основное сочетание первой группы(постоянная, длительная, кратковременная )

N =717560+995904+229824+17875,2 = 1955163,2 Н;

N = 717560+995904+17875,2+31281,6 = 1762620,8 Н.

Основные сочетания второй группы (постоянные, длительные, две кратковременные с коэффициентом сочетания 0,9):

N = 717560+995904+17875+(229824+31281,6)∙0,9= 1966334,04 Н.

Максимальное усилие в колонне N = 1966334,04 Н, в том числе длительно действующие

Ne = 717560+ +17875,2 = 1731339,2 Н.

4.4 Расчетная длина колонны

м

4.5 Гибкость колонны

4.6 Подбор продольной арматуры

Так как армирование и сечение колонны симметричны, арматура класса А – III и =12<20, расчет можно выполнять на условное центральное сжатие.

Площадь продольной арматуры находим из условия прочности:

где m – коэффициент условия работы,

m = 1; при h>20 см;

 − коэффициент, учитывающий гибкость, длительность загружения и характер армирования:

Задаем в первом приближение коэффициент

см²

Принимаем 4 d=18 A − III( см²)

Проверяем коэффициент армирования

Уточняем коэффициент

Определяем и по табл. 26[6] в зависимости от и

Окончательный подбор арматуры

см²

Принимаем 4 d=20 A − III( см²)

Проверяем коэффициент армирования

Поперечную арматуру принимаем конструктивно. A − I с d6 мм шаг хомутов и

Армирование колонны

Рис. 4 1

4.7 Расчет консоли колонны

Принимаем длину опорной площадки .

где − коэффициент, учитывающий неравномерное давление ригеля на опорную консоль.

Вылет консоли м

м

Принимаем м

Высота консоли у свободного края

м

м

Консоль короткая, т.к. м

Проверяем высоту сечения короткой консоли

Высота сечения короткой консоли удовлетворяет требованиям прочности, т.к. все условия выполнены.

Изгибающий момент в консоли

Н

Требуемая площадь продольной арматуры

см²

Принимаем 2 d=16 A − III( см²)

Поперечное армирование принимаем горизонтальными хомутами и отогнутыми стержнями

Отогнутые стержни принимаем конструктивно 2 d=10 A − III( см²)

Хомуты принимаем d6 A − I с мм²,

см см

Окончательно принимаем шаг хомутов мм

Армирование консоли показано на рис. 4.2

Армирование консоли

Рис. 4 2

5 Расчет фундамента под среднюю колонну

5.1 Данные для проектирования

Бетон тяжелый класса В20 , ;

Арматура A − III,

Глубина заложения фундамента

Средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах

Условное расчетное сопротивление грунта

5.2 Определение размеров подошвы фундамента

Н

где − коэффициент надежности по нагрузке

Заделка колонны в фундамент

см

Из условий анкеровки рабочей арматуры в теле фундамента

мм

принимаем 600 мм

5.3 Высота фундамента

мм

Исходя из продавливания считаем рабочую высоту фундамента

м

Н/м²

м²

м

Принимаем (кратно 100 мм)

мм

Принимаем двухступенчатый фундамент. мм

Проверяем отвечает ли рабочая высота нижней ступени фундамента условию прочности по поперечной силе без поперечного армирования в наклонном сечении, начинающимся в сечении III − III для единицы ширины этого сечения.

Н

мм

Н − условие выполняется

Фундамент средней колонны

Рис. 5. 1

5 .4 Прочность фундамента на продавливание

Прочность фундамента на продавливание определяется по поверхности пирамиды под углом 45⁰ к грани колонны на отметке верха фундамента.

Условие продавливания:

где − продавливающая сила;

− среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания.

Н

где − площадь основания пирамиды продавливания.

Н − условие против продавливания выполняется.

5.5 Расчет арматуры фундамента

Поперечные усилия определяются в сечениях I − I и II − II, как в консолях с защемленным концом:

Н∙м

Н∙м

Требуемая площадь сечения фундамента:

см²

Принимаем сварную сетку, состоящую из 10 стержней d12 А-III( мм²) с шагом 200 мм мм² (см. рис. 5.2)

Армирование фундамента

Рис. 5. 2

З аключение

В ходе работы над проектом было выполнено:

1. расчет и конструирование сборной предварительно напряженной железобетонной панели перекрытия;

2. расчет и конструирование сборного железобетонного однопролетного ригеля перекрытия;

3. расчет и конструирование железобетонной колонны и фундамента среднего ряда.

Список использованных источников

1. П опов Н.Н., Забегаев А.В. Проектирование и расчет железобетонных конструкций. − М.: Высш.шк., 1985. − 319 с.

2. Проектирование железобетонных конструкций: Справочное пособие/ под ред. А.Б. Голышева. − К.: Будiвельник, 1985. 1 496 с.

3. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции: Общий курс. − М.: Стройиздат, 1985. − 352 с.

4. Зайцев Ю.В. Строительные конструкции заводского изготовления. − М.: Высш.шк., 1987 − 352 с.

5. Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01 − 84). ЧI − II/ЦНИИ промзданий Госстрой СССР, НИИЖБ Госстроя СССР. − М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988. − 192 с. − 144 с.

6. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01 − 84)/ЦНИИ промзданий Госстроя СССР, НИИЖБ Госстроя СССР. − М.: ЦИТП Госстроя СССЗ, 1989. − 192 с.