cрс4. Срс-4. Расчет арматуры колонн. Колонны первого и второго этажа

• Название: Расчет арматуры колонн. Колонны первого и второго этажа
• Дата: 25.02.2023
• Размер: 190.86 Kb.
• Имя файла: Срс-4.docx
• Тип: Реферат; #955042

Международная образовательная корпорация

Казахская головная архитектурно-строительная академия



РЕФЕРАТ

СРС –4

Тема: Расчет арматуры колонн. Колонны первого и второго этажа.


Группа: РПЗС 20-9

Выполнила: Мугалим Махамбет

Проверила: Ажгалиева Б.А.
Алматы 2022 г.

Введение

Сборно-монолитная конструкция перекрытия состоит из сборных элементов и монолитных частей, бетонируемых непосредственно на площадке. Затвердевший бетон этих монолитных участков связывает конструкцию в единую совместно работающую систему. Сборные элементы перекрытия служат остовом для монолитного бетона и в них размещена основная, чаще всего напрягаемая арматура. Дополнительную арматуру при монтаже можно укладывать на остов из сборных элементов. Сборные элементы изготовляют из бетона относительно высоких классов, бетон же монолитных участков может быть класса В15. Работа сборно-монолитной конструкции характеризуется тем, что деформации монолитного бетона следуют за деформациями бетона сборных элементов, и трещины в монолитном бетоне не могут развиваться до тех пор, пока они не появятся в предварительно напряженном бетоне сборных элементов. Опыты показали, что совместная работа сборных предварительно напряженных элементов и монолитных частей возможна и при бетонах на пористых заполнителях. Применение сборно-монолитных конструкций требует соответствующего обоснования, так как на площадке необходима организация двух процессов производства работ с различной технологией и применением различных механизмов: монтаж сборных элементов и бетонирование монолитных участков. При пролетах до 9м возможны перекрытия с предварительно напряженными элементами, которые имеют вид железобетонной доски и служат остовом растянутой зоны балки, снабженной арматурой. На эти элементы устанавливают корытообразные армированные, а по ним, как по опалубочной форме, укладывают монолитный бетон. В неразрезных перекрытиях описанного над опорами устанавливают дополнительную арматуру. Конструкция сборно-монолитного перекрытия, в котором объем монолитного бетона составляет 30 % общего бетона в перекрытии, образована из сборных предварительно напряженных досок и панелей корытной формы. Бетон замоноличивания укладывают в пазы между боковыми гранями смежных панелей. Неразрезность главной и второстепенных балок достигают укладкой на монтаже опорной арматуры. Для лучшей связи между сборным и монолитным бетоном из железобетонной доски – днища главной балки – выпущены хомуты. Сборно-монолитные ребристые перекрытия рассчитывают с учетом перераспределения моментов, что дает возможность уменьшить количество опорной арматуры, укладываемой на монтаже. Возможность выравнивания моментов для неразрезных сборномонолитных элементов проверена специальными опытами. Безбалочное сборное перекрытие представляет собой систему сборных панелей, опертых непосредственно на капители колонн. Основное конструктивное назначение капителей в том, чтобы обеспечить жесткое сопряжение перекрытия с колоннами, уменьшить размер расчетных пролетов и создать опору для панелей. Сетка колонн – обычно квадратная размером 6Х6м. Безбалочное монолитное перекрытие представляет собой сплошную плиту, опертую непосредственно на колонны с капителями. 2022-23 МОК ПиРЖБиКК IІ Ажгалиева Б.А Устройство капителей вызывается конструктивными соображениями, с тем чтобы создать достаточную жесткость в месте сопряжения монолитной плиты с колонной, обеспечить прочность плиты на продавливание по периметру капители, уменьшить расчетный пролет безбалочной плиты и более равномерно распределить моменты по ее ширине. В безбалочных сборно-монолитных перекрытиях остовом для монолитного бетона служат сборные элементы – надколонные и пролетные панели. Одно из возможных решений состоит в том, капители на монтаже временно крепят к колоннам съемными хомутами. Связь между колонной и капителью создается после замоноличивания перекрытия и образования бетонных шпонок на поверхности колонны

Расчет колонны первого этажа.Усилия с учетом γ_n=0,95 будут: N₁=2332·0,95=2210 кН, N_ld=1951·0,95=1860 кН, сечение колонны h_c·b_c=40   40 см, бетон класса В30, R_b=17 МПа, арматура из стали класса А-III, R_sc=365 МПа, γ_b2=0,9.

Предварительно вычисляем отношение N_ld/ N₁=1860/2210=0,84; гибкость колонны λ=l₀/h_c=340/40=8,5>4, следовательно, необходимо учитывать прогиб колонны; эксцентриситет e_a= h_c/30=40/30=1,33 см, а также не менее l /600=480/600=0,8 см; принимаем большее значение e_a=1,33 см; расчетная длина колонны l=340 см<20h_c=20·40=800 см.

Задаемся процентом армирования μ=1% (коэффициент μ=0,01) и вычисляем



 

При N_ld / N₁=0,84 и λ=l₀ /h_c=8,5, коэффициенты φ_b=0,9 и, полагая, что A_ms<1,3(A_s+A^/_s) φ^/=0,915, а коэффициент φ= φ_b+2(φ_r+ φ_b)α₁=0,9+2(0,915-0,9)× ×0,239=0,907< φ_r=0,915;

требуемая площадь сечения продольной арматуры по формуле:



принято конструктивно 4 Ø 16 А-III,   μ=(8,04/1600)100=0,5 %, что меньше ранее принятого μ=1%. Сечение колонны можно несколько уменьшить или принять меньшими класс бетона и класс арматурной стали. Если назначить сечение колонны 350   350 мм, сохранив ранее принятые характеристики материалов, то при пересчете будем иметь: λ=l₀/h=340/35=9,7; φ_b=0,893+2(0,903-0,893) ·0,36=0,9; α₁=0,015·365/17·0,9=0,36;



принимаем для симметричного армирования 4 Ø 25 А-III,   μ=1,6 % (что близко принятому μ=0,015).

Фактическая несущая способность сечения 350   350 мм по формуле



 

несущая способность сечения достаточна (+5%).

Поперечная арматура в соответствии с данными принята 8 мм класса А-I шагом 300 мм<20d₁=20·25=500 мм и меньше h_c=35 см. Армирование колонны первого этажа показано на рисунке.

Расчет колонны второго этажа.Для унификации ригелей сечение колонн второго и всех вышерасположенных этажей назначаем h_c   b_c=30   30 см; класс бетона и класс арматурной стали те же, что для колонны первого этажа. Действующие расчетные нагрузки по таблицк 9: полная N₂=1810·0,95=1720 кН, в том числе длительно действующая N_ld=1516·0,95=1440 кН. Отношение N_ld/N₂1440/1720=0,84. Гибкость колонны λ=l₀/h_c=420/30=14>4, необходим учет прогиба колонны. Случайный эксцентриситет: e_a=h_c/30=300/30=1 см>l₀ /600=0,7 см.

При h_c=30 см>20 см коэффициент   коэффициент φ вычисляем по формуле, предварительно приняв коэффициент μ=0,02:

φ= φ_b+2(φ_r - φ_b) ·α₁=0,823+2(0,863-0,823) ·0,478=0,861< φ_r=0,863,

где



φ_b=0,823 и φ_r=0,863 по таблице 10 при N_ld/N₂=0,84 и λ=14, полагая, что A_ms<1/3(A_s+A^/_s).

 

Таблица 10 – Значения коэффициентов φ_bφ_r

Nl/N	φ при l0/h
Коэффициент φb
	0,93	0,92	0,91	0,9	0,89	0,86	0,83	0,80
0,5	0,92	0,91	1,9	0,89	0,85	0,81	0,78	0,65
	0,92	0,91	0,89	0,86	0,81	0,74	0,63	0,55
Коэффициент φr при Ams<(As+As/)/3
	0,93	0,92	0,91	0,9	0,89	0,87	0,84	0,81
0,5	0,92	0,92	0,91	0,9	0,87	0,84	0,8	0,75
	0,92	0,91	0,9	0,88	0,86	0,82	0,77	0,7
Коэффициент φr при Ams   (As+As/)/3
	0,92	0,92	0,91	0,89	0,87	0,84	0,8	0,75
0,5	0,92	0,91	0,9	0,87	0,83	0,79	0,72	0,65
	0,92	0,91	0,89	0,86	0,8	0,74	0,66	0,58

 

Требуемая площадь сечения продольной арматуры по формуле



принимаем 4 Ø 25 А-III,   процент армирования μ=(19,63/900)100=2,18 %, что немного больше предварительно принятого μ=2%. Можно принять также 6 Ø 20 А-III, 

Принимая φ=0,86, вычислим фактическую несущую способность колонны



превышение на 4,6 %, прочность сечения обеспечена.

В соответствии с данными таблицы 11 принимаем поперечную арматуру диаметром d_w=8 мм класса А-I шагом s=300 мм<20d₁=20·25=500 мм.

 

Таблица 11 – Сортамент стержневой и проволочной арматуры

Диаметр, мм	Сортамент горячекатаной арматуры периодического профиля классов	Сортамент арматурной проволоки
А-II	A-III	A-IV	AT-IV	A-V	AT-V	A-VI, ATVI	Bp-I	B-II, Bp-II
	- - - - - - - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟	- - - ˟ - ˟ - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟	- - - - - - - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ - - - - - - - -	- - - - - - - - - - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ­- - - -	- - - - - - - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ - - - - - -	- - - - - - - ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ - - - - -	- - - - - - - ˟ ˟ ˟ - - - - - - - - - -	˟ ˟ ˟ - - - - - - - - - - - - - - - - -	˟ ˟ ˟ ˟ ˟ ˟ - - - - - - - - - - - - - -

 

Расчет колонны третьего этажа.Полная расчетная нагрузка на колонну N₃=1291·0,95=1230 кН, в том числе длительно действующая N_ld=1084·0,95=1030 кН. Отношение N_ld/ N₃=1030/1230=0,84. Размеры бетонного сечения b_c/h_c=30   30 см; гибкость колонны λ=l₀/h_c=420/30=14. Коэффициент   так как h_c=30 см>20 см. Взяв по данным колонны второго этажа φ≈0,86, требуемое сечение продольной арматуры будет



принимаем 4Ø14 А-III,   процент армирования μ=100·6,16/900=0,68%.

Фактическая несущая способность сечения:

α₁=0,0068·365/17·0,9=0,162;

φ=0,823+2(0,863-0,823) ·0,162=0,836;



 

прочность сечения достаточна.

Поперечную арматуру принимают согласно таблицы 12 диаметром d_w=6мм шагом s=250 мм<20d₁=20·14=280 мм.

 

Таблица 12 – Расположение арматуры в сварных сетках и каркасах

Диаметр стержней одного направления d1, мм	Наименьшие допустимые диаметры стержней другого направления d2, мм, по схемам	Наименьшие допустимые расстояния между осями стержней, мм
а, б, г	в	одного направления uminи vmin	продольных v1 при двухрядном их расположении в каркасе
				- -

 

 

Расчет колонн четвертого и пятого этажей.Для колонн четвертого и пятого этажей, которые значительно меньше загружены, при сечении колонн 30   30 см можно принять бетон класса В15, R_b=8,5 МПа. Коэффициент   Принимая предварительное значение φ=0,85, вычислим требуемую площадь сечения продольной арматуры.

Колонна четвертого этажа N₄=773·0,95=736 кН.



принимаем 4Ø14 А-III,   μ=(A_s/b_ch_c) ·100; μ=100 (6,16/900)=0,68%; уточняем значения α₁ и φ:

α₁=0,0068·365/8,5·0,9=0,324;

φ=0,823+2(0,863-0,823) ·0,324=0,85;

фактическая несущая способность сечения



прочность достаточна.

Колонна пятого этажа N₅=254·0,95=241 кН. Принимаем конструктивно 4 Ø 12 А-III,   φ=0,85 и   несущая способность сечения



Несмотря на значительное превышение прочности сечения, дальнейшее изменение сечения и армирования колонны по конструктивным условиям нецелесообразно.

Расчет стыка колонн. Рассчитываем стык колонн между первым и вторым этажом. Колонны стыкуют сваркой торцовых стальных листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5 мм. Расчетное усилие в стыке принимаем по нагрузке второго этажа N_j=N₂=1810·0,95=1720 кН. Из расчета на местное сжатие стык должен удовлетворять условию (п. 3.41 СНиП 2.03.01 – 84)

N   R_b,red A_loc,1

Для колонны второго этажа имеем продольную арматуру 4Ø25 А-III, бетон класса В30. Так как продольная арматура обрывается в зоне стыка, то требуется усиление концов колонн сварными поперечными сетками. Проектируем сетки из стали класса А-III, Ø=6мм, R_s=355 МПа; сварку торцовых листов выполняем электродами марки Э-42, R_ωf=180 МПа.

Назначаем размеры центрирующей прокладки в плане (применительно к колонне второго этажа)

c₁=c₂> b/3=300/3=100 мм;

принимаем прокладку размером 100   100   5: размеры торцовых листов в плане h₁=b₁=300 – 20=280 мм, толщина t=14 мм.

Усилие в стыке N_jпередается через сварные швы по периметру торцовых листов и центрирующую прокладку:

N_j   N_ω+N_n

Определяем усилие N_ω,которое могут воспринимать сварные швы:

N_ω= N_jA_ω/A_c,

где A_c=A_ω+A_n–общая площадь контакта: A_ω–площадь контакта по периметру сварного шва торцовых листов; A_ω=2·2,5t·(h₁+b₁-5t)=5·1,4 (28+28 – 5·1,4)=343 см².

Площадь контакта A_nпод центрирующей прокладкой

A_n=(c₂+3t)(c₁+3t)=(10+3·1,4)²=202 см².

Общая площадь контакта:

A_c= A_ω+ A_n=343+202=545 см²; A_loc1=545 см²;

N_ω=N_j(A_ω / A_c)=1720(343/545)=1080 кН.

Определяем усилие, приходящееся на центрирующую прокладку,

N_n= N_j– N_ω=1720-1080=640 кН.

Требуемая толщина сварного шва по контуру торцовых листов



где   R_y=215 МПа по табл. 51^* СНиП II-23-81^* как для сжатых стыковых швов, выполняемых электродами марки Э-42 в конструкциях из стали марки ВСт3кп; l_ω=4 (b₁-1 см), где 1 см – учет на непровар шва по концам стороны;

принимаем толщину сварного шва 5 мм, что соответствует толщине центрирующей пластины.

Определяем шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центрирующей прокладкой. по конструктивным соображениям у торцов колонны устанавливают не менее 4 шт. сеток на длине не менее 10d, где d –диаметр продольных рабочих стержней. При этом шаг сеток s должен быть не менее 60 мм, не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150 мм. Размер ячеек сетки рекомендуется принимать в пределах 45   100 мм и не более 1/4 меньшей стороны сечения элемента. Для сеток применяют обыкновенную проволоку класса В-I или Вр-I диаметром d   5 мм или стержневую арматуру класса А-III при d=6   14 мм.

Назначаем предварительно сетки из стержней Ø6 А-III, A_s=0,283 см², размер стороны ячейки a=5 см, число стержней в сетке n=6; шаг сеток s=6 см. Для квадратной сетки будем иметь:

коэффициент насыщения поперечными сетками (п.3.22 СНиП 2.03.01 – 84)



коэффициент ψ



коэффициент эффективности косвенного армирования

φ=1/(0,23+ψ)=1/(0,23+0,255)=2,06.

Прочность стыка должна удовлетворять условию

 

N_j   R_b,red A_loc,1,

где R_b,red–приведенная призменная прочность бетона, определяемая по формуле R_b,red=R_bγ_b2φ_b+φμ_xyR_s,xyφ_s=17·0,9·1,18+2,06·0,0182·355·1,68=40,4 МПа; здесь   =1,18<3,5; условие удовлетворяется (п.3.41 СНиП 2.03.01 – 84); A_loc2=30   30=900 см²; A_loc1=A_c=545 см²; φ_s=4,5 – 3,5(A_loc1/A_ef)=4,5 – 3,5(545/676)=1,68; A_ef=26·26=676 см² – площадь бетона (ядра), заключенного внутри контура поперечных сеток, считая его по крайним стержням.

Подставляя в формулу вычисленные значения, получим

N_j=1 720 000 Н< R_b,red A_loc,1=40,4(100)545= 2 210 000 Н;

условие соблюдается, прочность торца колонны достаточна.

Расчет консоли колонны.Опирание ригеля на колонну может осуществляться либо на железобетонную консоль, либо на металлический столик, приваренный к закладной детали на боковой грани колонны. Железобетонные консоли считаются короткими, если их вылет l равен не более 0,9h₀, где h₀ – рабочая высота сечения консоли по грани колонны. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и растянутой арматурой, определяемой расчетом. Консоли малой высоты, на которые опираются ригели или балки с подрезанными опорными концами, усиливают листовой сталью или прокатными профилями – уголками, швеллерами или двутаврами.

Рассмотрим расчет консоли в уровне перекрытия четвертого этажа, где бетон колонн принят пониженной прочности на сжатие. Расчетные данные: бетон колонны класса В15, арматура класса А-III, ширина консоли равна ширине колонны b_c=30 см. Ширина ригеля b=20 см.

Решение.Максимальная расчетная реакция от ригеля перекрытия при γ_n=0,95 составляет Q=13,9·6·3·0,95=238 кН. Определяем минимальный вылет консоли l_pm из условий смятия под концом ригеля



с учетом зазора между торцом ригеля и гранью колонны, равного 5 см, вылет консоли l_c=l_pm+5=15,6+5=20,6 см; принимаем кратно 5 см l_c=25 см.

Высоту сечения консоли находим по сечению 1 -1,проходящему по грани колонны. Рабочую высоту сечения определяем из условия



где правую часть неравенства принимают не более 2,5 R_bt, b_ch₀.

Из выражения выводим условия для h₀:





Определяем расстояние a от точки приложения опорной реакции Q до грани колонны



Максимальная высота h₀ по условию:



Полная высота сечения консоли у основания принята h=50 см, h₀=50-3=47 см.

Находим высоту свободного конца консоли, если нижняя грань ее наклонена под углом γ=45⁰, (tg 45⁰=1).

h₁=h-l_ctg 45⁰=50 – 25·1=25 см>h/3=1/3·50≈17 см;

условие удовлетворяется.

Расчет армирования консоли. Расчетный изгибающий момент по формуле



 

Коэффициент A₀ по формуле



 

по табл. 2.12 находим ᶓ=0,11; ɳ=0,945.

Требуемая площадь сечения продольной арматуры



принято 2Ø16 А-III, A_s=4,02 см². Эту арматуру приваривают к закладным деталям консоли, на которые устанавливают и затем крепят на сварке ригель.

Назначаем поперечное армирование консоли; согласно п. 5.30 СНиП 2.03.01 – 84, при h=50 см>2,5 a=2,5·17=42,5 см консоль армируют отогнутыми стержнями и горизонтальными хомутами по всей высоте(при h   2,5a – консоль армируют только наклонными хомутами по всей высоте).

Минимальная площадь сечения отогнутой арматуры A_s,inc=0,002b_ch_oc=0,002·30·47=2,82 см²; принимаем 2Ø14 А-III, A_s=3,08 см²; диаметр отгибов должен так же удовлетворять условию



и меньше d₀=25 мм; принято d₀=1,4 см – условие соблюдается.

Хомуты принимаем двухветвенными из стали класса А-I диаметром 6 мм, A_sw=0,283 см². Шаг хомутов консоли назначаем из условий требования норм – не более 150 мм и не более (1/4)h=(50/4)=12,5 см; принимаем шаг s=10 см.

Список литературы

Основная литература 1. Долгун А.И. Строительные конструкции: учебник для студентов. – М.: изд. центр «Академия», 2013. – 432 с. 2. Добромыслов А.Н. Железобетонные конструкции.- М.: Изд-во АСВ, 2012.- 464 с. 3. Федоров В.С. Строительные конструкции: учебник/ В.С. Федоров, Я.И. Швидко, В.Е. Левитский. – Москва: Изд. КНОРУС, 2020 - 396с. 4. Имамбаева, Р.С. Расчет и проектирование железобетонных элементов многоэтажных зданий: Учебное пособие для группы образовательных программ «Градостроительство, строительные работы и гражданское строительство» / Р.С. Имамбаева, А.А. Дубинин, Н.С. Имамбаев.- Алматы: КазГАСА, 2019.- 127 с. 5. Яковлев С.К. Расчет железобетонных конструкций по Еврокоду EN1992: в 2 ч.: учебно-методическое пособие / С.К. Яковлев, Я.И. Мысляева; Москва: МГСУ, 2015. Ч.1: Изгибаемые и сжатые железобетонных элементы без предварительного напряжения. Определение снеговых, ветровых и крановых нагрузок. Сочетание воздействий. Москва: МГСУ, 2015. 204 с. Дополнительная литература 6. Ғимарат құрылысындағы есептеу: Оқулық: / Стивен Дж.Питерсон, Франк Р. Дагостино; Ағылшын тілінен аударған: Сартаев Д.Т., Еркебаева Б.У., Садыкова А.М. – Алматы: ҚР ЖОО қауымдастығы, 2016. – 521 б. 7. Сетков В.И., Сербин Е.П. Строительные конструкции. Расчет и проектирование: Учебник. – 3-е издание, доп. и испр. М.: ИНФРА-М, 2015. – 444 с. 8. Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций М.: Альянс, 2012.- 506с. 9. Цай, Т.Н. Строительные конструкции. Металлические, каменные, армокаменные конструкции. Конструкции из дерева и пластмасс. Основания и фундаменты: [Текст]: Учебник / Т.Н. Цай, М.К. Бородич, А.П. Мандриков.- 3-е изд., стер.- Спб: Издательство "Лань", 2012.- 656 стр.: илл. 10. Ажгалиева, Б.А. Учебное пособие к курсовому и дипломному проектированию по дисциплине «Проектирование и расчет железобетонных и каменных конструкций I» (раздел ЖБК и КК) для студентов группы образовательных программ 6В074 «Градостроительство, строительные работы и гражданское строительство» / Б.А. Ажгалиева, Т.К. Джумагалиев.- Алматы: КазГАСА, 2022.- 94 с. 11. Иілетін элементтерді еурокод бойынша есептеу: 5В072900-Құрылыс мамандығының студенттеріне арналған оқу құралы / Б.А. Ажгалиева.- Алматы: ХБК, 2019.- 65б. 12. Кузнецов В.С. Железобетонные и каменные конструкции. Учебное пособие. - М.: Издательство АСВ, 2014. - 304с. 13. Руководство для проектировщиков к Еврокоду 1: Воздействия на сооружения [Текст]: Разделы EN 1991-1-1 и c 1991-1-3 по 1991-1-7 / перевод с английского Х. Гульванесян, П. Формичи, Ж.А. Калгаро при участии Джеоффа Хардинга (часть 7). - 2-е издание. - М.: МГСУ, 2012. - 344с. 14. Биби, Э.В. Руководство для проектировщиков к Еврокоду 2: Проектирование железобетонных конструкций [Текст] руководство для проектировщиков к EN1992-1-1 и EN 1992-1-2. Еврокод 2: Проектирование железобетонных конструкций. Противопожарное проектирование строительных конструкций / Э.В. Биби, Р.С. Нараянан; редактор серии Х. Гульванесян. - 2-е издание. - М.: МГСУ, 2013.- 292 с. 15. Мортон, Дж. Руководство для проектировщиков к Еврокоду 6: Проектирование каменных конструкций EN 1996-1-1 [Текст] / Дж. Мортон; перевод c английского. - М.: МГСУ, 2013.- 220с. 2022-23 МОК ПиРЖБиКК IІ Ажгалиева Б.А 16. Базаров Р.Б., Ажгалиева Б.А. Құрылыс конструкцияларын жобалау және есептеу. А., 2016. – 123с. 17. Проектирование несущих конструкций многоэтажного каркасного здания: Учебное пособие для курсового и дипломного проектирования. Железобетонные и каменные конструкции / С.В. Горбатов, О.В. Кабанцев, А.И. Плотников, А.Ю. Родина. – М.: Издательство АСВ, 2016. – 196 с. 18. Туманов, А.В. Железобетонные и металлические конструкции: Курс лекций / А.В. Туманов. – Ростов-на-Дону: Феникс, 2013. – 141 с.: илл. - (Высшее образование). 19. Габитов А.И. Железобетонные конструкции. Курсовое и дипломное проектирование.- М.: Изд. АВС, 2012г. - 280с. 20. Добромыслов, А.Н. Железобетонные конструкции примеры расчета: Справочное пособие. М. 2012г. 464с. 21. СП РК EN 1990-А1:2005/2011 Основы проектирования несущих конструкций /Комитет по делам строительства, ЖКХ и УЗР МНЭРК. – Астана, 2016-146с. 22. СП РК EN 1991-1-3:2004/2011 Воздействия на несущие конструкции. Часть 1-3. Общие воздействия. Снеговые нагрузки /Комитет по делам строительства, ЖКХ и УЗР МНЭРК. – Астана, 2016-74с. 23. СП РК EN 1991-1-4:2005/2011 Воздействия на несущие конструкции. Часть 1-4. Общие воздействия. Ветровые воздействия /Комитет по делам строительства, ЖКХ и УЗР МНЭРК. – Астана, 2016-183с. 24. СП РК EN 1992-1-1:2004/2011 Проектирование железобетонных конструкции. Часть 1-1. Общие правила и правила для зданий / Комитет по делам строительства, ЖКХ и УЗР МНЭРК. – Астана, 2016-259с. 25. СП РК EN 1996-1-1:2005/2011 Проектирование каменных конструкции. Часть 1-1. Общие правила для армированных и неармированных каменных конструкций/ Комитет по делам строительства, ЖКХ и УЗР МНЭРК. – Астана, 2016-138с