Розрахунок і конструювання колони середнього ряду і монолітного фундаменту старанного типу

Зміст Вступ

1. Розрахунок і конструювання колони середнього ряду

1.1 Характеристика конструкції

1.2 Визначення довжини колони

1.3 Збір навантажень на 1 м² покриття та перекриття

1.4 Навантаження на колону з вантажної площі

1.5 Визначення повного та тривало діючого навантаження

1.6 Розрахунок колони на міцність

1.7 Визначення діаметру монтажної петлі

1.8 Розрахунок колони на монтажні навантаження

1.9 Розрахунок колони на монтажні навантаження

1.10 Конструювання колони

2. Розрахунок і конструювання монолітного фундаменту старанного типу

2.1 Характеристика конструкції

2.2 Збір навантажень

2.3 Визначення розмірів фундаменту

2.4 Розрахунок фундаменту на продавлювання

2.5 Визначення площі робочої арматури Висновок Література Вступ Фундамент монолітний старанного типу під середню колону вважають умовно центрально-навантаженим тому, що рівнодійна зовнішніх навантажень проходить крізь центр ваги його підошви.

Для виготовлення монолітних фундаментів застосовується бетон класів С10, С20, С25. Робоча арматура у вигляді зварних сіток, розташовується у підошві, приймається класів А300с, А400с. Товщина захисного шару бетону повинна бути не менше 35 мм при наявності під фундаментом бетонної підготовки та 70 мм при її відсутності.

Збірні колони занурюються у стакани фундаментів на глибину не менше 1.5hк, так, щоб товщина нижньої плити стакана була не менше 200 мм. Зазори між колоною та стінками стакана приймаються знизу не менше 50 мм і зверху 75 мм, які після встановлення колони заповнюють бетоном класу В17, 5 на дрібному заповнювачі. Кількість приступок в фундаменті назначають в залежності від його висоти Hф: при Нф ?400мм-проектують з одною приступкою, при 400? Нф?900мм-з двома приступками, при Нф?900-з трьома. Висота приступок приймають 300, 350, 400, 450 мм. Висота фундаменту повинна бути кратною 50 мм., розміри підошви фундаменту приймаються за результатами розрахунку та кратною 100 мм.

1. Розрахунок і конструювання колони К-2

1.1 Вихідні данні для проектування Колони К-2 мають центральну прив’язку до вісей і працюють на стиск з випадковим ексцентриситетом. Найбільш навантаженим перерізом є переріз на рівні обрізу фундаментів, і тому розрахунок ведеться в цьому перерізі. Оскільки колона працює на стиск з випадковим ексцентриситетом, то форма перерізу повинна бути рівностійкою, тому колона має квадратну форму.

Стержень колони армується просторовим каркасом.

В колоні передбачені закладні деталі таких призначень:

М-1 — зварна консоль, яка необхідна для обпирання ригеля поперечної рами;

М-2 — стальний лист для з'єднання ригеля з колоною зверху;

М-3 — стальний лист для з'єднання ригеля з колоною зверху в рівні покриття (для не стикуємої колони);

М-4 — стальні трубки призначені для підьому при монтажі;

М-5 — Петлі для відриву колони від піддона, завантаження та розвантаження колони.

Матеріали:бетон класу — С20;повздовжня арматура класу — А400с, поперечна — А240с.

1.2 Визначення довжини колони Довжина колони (робочої марки) залежить від розрізки колон на робочі марки. Яка передбачає одно-, дво-, і трьохповерхову розрізку колон будівлі.

Верх фундаменту знаходиться на відмітці - 0.200м. нижній кінець колони заглиблений нижче підлоги першого поверху на висоту занурення колони у стакан фундаменту (h_зад).

Довжина стикуємої колони визначається за формулою:

l_k=n*h_пов+1.05+0.2+h_зад (1.1)

Довжина нестикуємої колони визначається за формулою:

L_k=n*h_пов+0.29+0.2+h_зад (1.2)

де: n — кількість поверхів ;

h_пов — висота поверху, м.

h_зад=1.5*h_к (1.3)

Розрахункова довжина колони визначається за формулою:

L_ef=??*h_пов (1.4)

де ?? — коефіцієнт, який залежить від закріплення кінців колони.

Наприклад для колони двоповерхового будинку з висотою поверху 3.3м та перерізом 0.4×0.4м. приймаємо двоповерхову розрізку колони з нестикуємим оголовкам, тому довжина колони визначається за формулою:

L_к=n*h_пов.+0.29+0.2+(1.5*0.4)=2*3.3+0.29+0.20+0.6=7.45м.

Розрахункова висота колони за формулою:

l_ef=??*h_пов.=1.0*3.3=3.3м

1.3 Збір навантаження на 1 м² покриття та перекриття Таблиця 1.1 Збір навантаження на 1 м² покриття

Таблиця 1.2 Збір навантаження на 1 м² перекриття

1.4 Навантаження на колону з вантажного майданчику Вантажний майданчик на колону визначається у відповідності із схемою споруди на малюнку:

Малюнок 1.1 Схема споруди Площа вантажного майданчику А_в=6.0*6.0=36м²

1.5 Визначення повного та тривало діючого навантаження Для розрахунку колони збираємо розрахункове навантаження (його повне значення N та довготривалу частину навантаження N_дл.) Знаходимо довготривале навантаження на низ колони, для чого слід із всього навантаження відрахувати тимчасову частину навантаження (в відносності ДБН В.1.2−2:2006 Навантаження і впливи.(1) 50% снігового навантаження S вважається тимчасовим і 50% - довготривалим. В відповідності до табл.6.2 довготривале нормативне навантаження на перекриття житлового будинку складає pⁿ₁=0.3кПа, а повне значення нормативного навантаження на перекриття pⁿ=1.5кПа і коефіцієнт надійності щодо навантаження ??_f=1.3, тому

— постійне навантаження на 1 м² покриття та на 1 м² перекриття q_п=7.52кН/м²

N_1д=q_п*А_в+0.5S*A_в=5.7+0.5*1.82*36=237.96кН;

N_2д=(q_пер*??_f)*А_ван=(7.6*1.3)*36=288.36кН;

Власна вага ригелів (за каталогом збірних залізобетонних конструкцій)

q_вв=q*??_f=26.4*1.1=29.04кН;

N₃=q_вв=29.04кН;

Власна вага колони:

N₄=V_k*??*??_f=(0.3*0.3*7.55)*25*1.1=18.7кН;

Довготривале навантаження складає:

N_дл=N_1д+(n*N_2д)+(n*N₃)+N₄=237.969+(1*288.36)+(2*29.04)+18.7=603.1кН;

Повне навантаження на 1 м² покриття (таблиця 1.1) та на 1 м²перекриття (таблиця 1.2)

q_п=9.57кН/м²

N₁=q_n*A_в=9.57*36=344.52кН;

q_пер=7.52кН/м² N₂=q_пер*А_в=7.52*36=270.72кН;

Повне навантаження

N=N₁+(n*N₂)+(n*N₃)+N₄=270.72+(1*344.52)+(2*29.04)+18.7=692.02кН При розрахунках конструкцій не слід забувати, що розрахункові навантаження необхідно помножити на коефіцієнт надійності за відповідальністю — ??_n, для більшості житлових та суспільних будівель він приймається ??_п=0.95.

1.6 Розрахунок колони на міцність Вихідні дані:

N=693*0.95=659.35кН

N_д=603.1*0.95=572.94кН

b_к=0.3м h_к=0.3м l_ef=3.3м

R_в=11.5*0.9=10.35мПа

R_sc=364мПа ??=1%

Визначаємо відношення

N_дл/N (1.5) N_дл/N=603.1/693=0.87

Визначаємо гнучкість

??_h=l_ef/h_k=330/30=11<20

Визначаю табличні коефіцієнти ??_в і ??_s ??_в=0.89 ??_s=0.9

Коефіцієнт

??=R_sc*??/R_b*100 ??=364*0.01/10.35=0.271

Визначаємо коефіцієнт повздовжнього згину

??=??_в+2*(??_s-??_в)*??=0.91+2(0.915−0.91)*0.271=0.913 s=0.915

Визначаю площу перерізу робочої арматури А_sc=(N*??_n/??*R_sc)-(R_b*b_k*h_k)/R_sc

A_sc=(0.631/0.913*280)-(10.35*0.4*0.4/280)=-0.345м²<0

Площу перерізу арматури приймаю з умови забезпечення мінімального відсотка армування

??=0.5%;

А_sc=0.005*b_k*h_k=0.005*0.4*0.4=8см²

Приймаю арматуру 4?16 А400с А_sc=8.04см²

Визначення параметрів поперечної арматури Діаметр поперечних стержнів назначаю з умови d_w?0.25*16=4мм Приймаю арматуру ?6мм A240c Крок поперечних стержнів встановлюю з умови S?20*d=20*16=320мм S? h_k=300 Приймаю остаточно S=300мм

1.7 Визначення діаметру монтажної петлі

Навантаження на монтажні петлі є власна вага колони з урахуванням коефіцієнту динамічності К_д=1.4

З умови підйому колони за одну петлю навантаження буде таке:

N=N_k*K_д/(n-1)=29.75*1.4/(2−1)=41.65кН Площа перерізу монтажної петлі з арматури класу

А240с (R_s=225 000кН/м²)

A_s=N/R_s=41.65/225 000=0.185м²=1.85см²

Приймаю арматуру ?16 А240с (A_s=2.01см²)

1.8 Розрахунок колони на монтажні навантаження Збірні залізобетонні колони при транспортуванні та монтажі працюють на вигин. Це враховується розрахунками на монтажні та транспортні навантаження, при виконанні яких до колон прикладається навантаження від її власної ваги з врахуванням коефіцієнта динамічності.

Для транспортування, складування та монтажу в збірних залізобетонних колонах передбачаються монтажні петлі та отвори. Відстань від краю колони до монтажних петель с — приймається від 1/5 до 1/8 її довжини.

Розрахунок зводиться до перевірки умови М? М_тр, де: М — згинаючий момент від власної ваги колони, М_тр — несуча здатність колони при роботі на згинання.

Визначаю навантаження від власної ваги колони з урахуванням коефіцієнта динамічності К_д=1.4

q_вв=(G*K_д/l_к)*??_fm=(29.75*1.4/7.29)*1.1=6.28кН/м

Малюнок1.3 Розрахункова схема колони при монтажі

Згинаючий момент на опорі М_оп=q*c²/2=6.28*1²/2=3.14кНм Згинаючий момент в прольоті

М_пр=ql²/8−0.5*М_оп=6.28*6.29²/8−0.5*3.14=29.49кНм

Приймаю для подальших розрахунків розрахунковий згинаючий момент в прольоті.

М=М_пр=29.49кНм

Визначаю несучу здатність колони при монтажі

Малюнок1.4 Розрахункова схема перерізу колони Вихідні дані:

A_s=4.02см²

R_b=11 500кн/м²

R_s=280 000кН/м²

b=40см

h=40см

a=c+d/2=20+16/2=28мм=2.8см

Робоча висота перерізу h₀=h-a=40−2.8=37.2см

Визначаю коефіцієнт

?? ??=R_s*A_s/R_b*b*h₀=280 000*0.402/11500*0.4*0.372=0.07

Визначаю коефіцієнт А₀=0.068 Визначаю несучу здатність

М_тр=А₀*R_b*b*h₀²=0.068*11 500*0.4*0.372²=43.3кНм Перевіряю виконання умови: М=29.49кНм < М_тр=43.3кНм — несуча здатність колони на монтажні навантаження достатня.

1.9 Розрахунок консолі колони Малюнок 1.5 Розрахунковий прогін ригеля.

Навантаження на консоль передаються через ригель.

Визначаю навантаження на 1 п.м. ригеля: від перекриття:

q_пер=q*l=6.88*6=41.28кН/м, де q — розрахункове навантаження на 1 м² перекриття, кН/м; l — прогін ригеля, м;

від власної ваги:

q_риг=G_риг/L=29.04/6=4.84кН/м,

де G_риг=29.04кН (з попередніх підрахунків п. 2.5) L=6м.(довжина ригеля).

Повне розрахункове навантаження складає:

q₁=q_пер+q_риг=41.28+4.84=46.12кН/м Статичний розрахунок ригеля: визначаємо розрахунковий прогін ригеля, згідно малюнку 1.5; Довжина майданчика спирання: l_оп=150−20=130мм.

l₀=L-2*(b/2)-2*??-2*(l_оп/2),

де L =6м (довжина ригеля) bширина перерізу колони; ?? =0.020м — конструктивний зазор.

l₀=6−2*(0.4/2)-2*0.020−2*(0.13/2)=5.43м

визначаю найбільшу поперечну силу:

Q_max=(q*l₀)/2=(46.12*0.43)/2=125.22кН визначаю найбільший момент виникаючий в консолі колони:

М=1.25*Q_max*a,

де, а — відстань відточки прикладення навантаження Q_ріг до опорного перерізу консолі:

а=150-(l_оп/2)=150-(130/2)=85мм

М=1.25*125.22*0.085=13.3кНм визначаю площу робочої арматури:

A_s=M/R_s*(h₀-a'),

де R_s — розрахунковий опір арматури стисканню; a' - товщина захисного шару бетона (30мм)

h₀=h-a'=0.15−0.03=0.12м — робоча висота перерізу;

A_s=13.3*10^-3/280*(0.12−0.03)=0.527м²*10⁴=5.27см²

За сортаментом приймаю 2 ?20 арматури класу А400с з А_s=6.28см²

1.10 Конструювання колони Колона має прямокутний переріз розміром 400×400мм, номінальна довжина 7290 мм. Армування колони планується виконати просторовим каркасом КП-1. Робоча арматура передбачена ?16 А400с, поперечна прийнята ?6 А240с з кроком 300 мм.

Для підйому колони при монтажі передбачаються монтажні петлі ?20 А240с. У верхній частині оголовку розташована закладна деталь із пластини розміром-10×400×400мм. Анкерування пластини виконується стержнями 4 ?16 А400с, довжина анкерних стержнів дорівнює l=20*d=20*16=320мм. Нижній кінець колони армується чотирма сітками С-1.

Арматурна сітка складається із стержнів ?5 Вр-1 розташованих з кроком 50 мм в обох напрямках. Крок сіток приймаю S=75мм. Матеріали: — бетон класу В20 об'ємом 1.21м³

2. Розрахунок і конструювання монолітного фундаменту стаканного типу

2.1 Характеристика конструкції

Фундамент монолітний старанного типу під середню колону вважають умовно центрально-навантаженим тому, що рівнодійна зовнішніх навантажень проходить крізь центр ваги його підошви.

Для виготовлення монолітних фундаментів застосовується бетон класів С10, С20, С25. Робоча арматура у вигляді зварних сіток, розташовується у підошві, приймається класів А300с, А400с. Товщина захисного шару бетону повинна бути не менше 35 мм при наявності під фундаментом бетонної підготовки та 70 мм при її відсутності.

Збірні колони занурюються у стакани фундаментів на глибину не менше 1.5h_к, так, щоб товщина нижньої плити стакана була не менше 200 мм. Зазори між колоною та стінками стакана приймаються знизу не менше 50 мм і зверху 75 мм, які після встановлення колони заповнюють бетоном класу В17, 5 на дрібному заповнювачі. Кількість приступок в фундаменті назначають в залежності від його висоти H_ф:при Н_ф ?400мм-проектують з одною приступкою, при 400? Н_ф?900мм-з двома приступками, при Н_ф?900-з трьома. Висота приступок приймають 300, 350, 400, 450 мм. Висота фундаменту повинна бути кратною 50 мм., розміри підошви фундаменту приймаються за результатами розрахунку та кратною 100 мм.

2.2 Збір навантажень монолітний фундамент навантаження колона На підошву фундаменту передаються такі навантаження:

N ^н— нормативне від ваги будівлі; N^гр, N^ф— відповідно від ваги грунту і фундаменту.

2.3 Визначення розмірів фундаменту із умови міцності грунтів А_ф=, де (1.6)

N_норм===0.59кН, де (1.7)

— середній коефіцієнт щодо навантаження (приблизно приймається 1.15−1.2)

R₀ = 0, 22МПаумовний розрахунковий тиск (згідно завдання)

d₁ — глибина закладання фундаменту d₁ = d ^н_пром* + (1.8)

= 1.2 -коефіцієнт надійності щодо грунтів.

— середня щільність матеріалу фундаменту та грунту на його сходинках приймається завжди =0.02МН/м³ ;

d ^н_пром — нормативна глибина промерзання згідно з картою СНіП 2.01−82; (для міста Луганськ d ^н_пром=0.9м.)

0.15 0.20м — відстань від відмітки 0.000 до обрізу фундаменту.

d₁ =1.15 м.

Визначаю розміри підошви фундаменту за формулою:

А_ф== 2.99м²

При квадратному у плані фундаменті, розміри фундаменту дорівнюються:

А=В==1.8м.

А_ф=1.8*1.8=3.24м²

Розміри підошви фундаменту приймаються кратними 100 мм.

Приймаю розміри фундаменту АxВ =1.8×1.8м.

Необхідно перевірити умову міцності P? R, де

P — тиск під підошвою фундаменту ;

R — розрахунковий опір грунтів;

P=

Розрахунковий опір грунтів R розраховується за формулою:

R= (1.9)

— коефіцієнт умов роботи грунту основи (табл. 6.10 [7]);

= 1.4 — для суглинків.

=1.4 — коефіцієнт умов роботи будівлі у взаємодії з основою (табл. 6.10[7]), СНіП 2.0201.-83;

К = 1.1 — якщо визначені характеристики і вибрані с таблиць СНіП;

— безрозбірні коефіцієнти, які вибирають, і залежать від кута внутрішнього тертя Кут внутрішнього тертя вибирають в залежності від коефіцієнту щільності e

= 19⁰

= 0.018МПа — розрахункове значення питомого зчеплення грунту, який залягає під підошвою.

По куту внутрішнього тертя =19⁰ приймаємо коефіцієнти

=0.61; =3.44; =6.04; =1, якщо b? 10 м.

b=1.8м — ширина підошви фундаменту (згідно розрахунку);

— питома вага грунтів нижче підошви фундаменту;

— питома вага грунтів вище підошви фундаменту;

=0.018мН/м³

d₁ — глибина закладання фундаменту.

d₁ = 1.15м.

За формулою визначаю розрахунковий опір.

R=*(0.61*1*1, 8*0.018+3.44*1, 15*0.018+6.04*0.012)=0.356МПа.

Перевіряю умову міцності:P < R

P=0.203МПа < R=0.356МПа.

2.4 Визначення висоти фундаменту Визначення висоти фундаменту проводиться за двома вимогами:

1. Визначення висоти фундаменту за конструктивними вимогами:

1.1. З умови глибини занурення колони в стакан фундаменту

H_ф=h_з+50+200, де (2.0)

h_з — висота, на яку колона занурюється у стакан фундаменту;

h_з=(*h_к=1.5*400=600мм.

50мм — товщина підливки бетону для вирівнювання дна стакану;

200мм — мінімально допустима товщина дна фундаменту.

H_ф=600+50+200=850мм

1.2. З умови глибини закладання фундаменту

H_ф=d₁ -, де (2.1)

150 200мм — відмітка обрізу фундаменту;

Н_ф=1150−300=850мм.

Фундаменти проектують такої висоти, щоб вона була кратна 50 мм.

Фундаменти монолітні за серією 1.112 приймаю висоту фундаменту Н_ф=850мм

2. За розрахунком Н_ф=h₀+a.

h₀ — робоча висота перерізу, визначається з умов продавлювання дна стакана під колоною і визначається по емпіричній формулі:

h₀=, де (2.2)

R_bt -розрахунковий опір бетону розтягуванню, залежить від типу бетону;

R_bt=0.9 для розчину марки С20;

b_k, h_k — розміри перерізу колони;

а — відстань від розтягнутої грані підошви фундаменту до центру ваги перерізу робочої арматури;

а=с+d/2 ;

с — захисний шар бетону, для монолітного фундаменту без влаштування бетонної підготовки приймається 70 мм;

d — мінімальний діаметр робочої арматури приймається 10 мм.

а=70+10/2=75мм.

h₀==0, 6 м Визначаємо Н_ф=h₀+a=0.6+0.080=0.64м.

З трьох значень приймаємо максимальне значення Н_ф=850мм.

Якщо товщина дна більша 400 мм слід влаштувати каркас.

2.5 Розрахунок фундаменту на продавлювання Руйнування фундаменту може відбутися від продавлювання колоною. Випробуванням установлено, що руйнування фундаменту при продавлюванні відбувається по усіченій піраміді (піраміді продавлювання). Навантаження в тілі залізобетонного фундаменту розподіляється під кутом 45⁰.

Умова міцності на продавлювання

F?бR_bth₀U_ср, де (2.3)

F — продавлююча сила для квадратного фундаменту.

U_ср — середньо-арифметичне між периметрами верхньої та нижньої основи піраміди продавлювання;

U_ср=2(b_k+h_k+2h₀) (2.4)

— коефіцієнт для важкого бетону приймається рівним 1;

h₀ — робоча висота фундаменту.

Продавлююча сила визначається за формулою:

F=N-P*A, де

N — розрахункове навантаження на фундамент;

P — тиск під підошвою фундаменту;

А — площа основи піраміди продавлювання;

А=(а+2h₀)*(b+2h₀), де

h₀ — робоча висота фундаменту;

h₀=Н_ф-а;

h₀=900−35=715мм=0, 865 м А=(1, 8+2*0, 865)*(1, 8+2*0, 865)=12.46м²

Н_ф — висота фундаменту згідно розрахунку Н_ф=850мм.

a, b — розміри фундаменту згідно розрахунку а=b=1.8м.

F=0.712−0.203*12.46=-1.82МН Висновок: знак «мінус» вказує на те, що руйнування фундаменту виконується за границею піраміди продавлювання. Перевірку умови міцності можна не виконувати.

2.6 Визначення площі поперечного перерізу арматури Фундамент працює як балка прямокутного перерізу, тому для нього справедлива формула:

М= (2.5)

М₁₋₁=0.125*Р*(В-h_k)²*A=0.125*0.203(1.8−0.4)^2* *1, 8=0.09МНм Площу перерізу робочої арматури визначаю за формулою:

A_S1=, де (2.6)

?? — 0.9 для фундаменту;

Fyd — розрахунковий опір арматури розтяганню приймається для робочої сітки;

Fyd =364МПа — для арматури класу А400с;

А_S1==3.18см²

М₂₋₂=0.125*Р*(В-а₁)²*А=0.125*0.203*(1.8−1.02)²*1.8=0.03МНм А_S2== =1.62см²

З двох значень приймаю більше:

А_s=3.18см²

Визначаю площу перерізу одного стержня за формулою:

a_S1=, де А_s — необхідна площа перерізу робочої арматури, см²;

N — кількість стержнів робочої арматури в сітці, яка встановлюється кроком n? 200 мм. Та не менше 100 мм.

a_S1==0.318см²

За сортаментом визначаю діаметр робочих стержнів, який повинен бути за конструктивними вимогами не менше 10 мм.

Приймаю 10d10 A400c

A_s=10*0.785=7.85см²

Висновок Колони К-2 мають центральну прив’язку до вісей і працюють на стиск з випадковим ексцентриситетом. Найбільш навантаженим перерізом є переріз на рівні обрізу фундаментів, і тому розрахунок ведеться в цьому перерізі. Оскільки колона працює на стиск з випадковим ексцентриситетом, то форма перерізу повинна бути рівностійкою, тому колона має квадратну форму.

Для розрахунку колони збираємо розрахункове навантаження (його повне значення N та довготривалу частину навантаження Nдл.)

Знаходимо довготривале навантаження на низ колони, для чого слід із всього навантаження відрахувати тимчасову частину навантаження (в відносності ДБН В.1.2−2:2006 Навантаження і впливи.(1) 50% снігового навантаження S вважається тимчасовим і 50% - довготривалим.

Збірні залізобетонні колони при транспортуванні та монтажі працюють на вигин. Це враховується розрахунками на монтажні та транспортні навантаження, при виконанні яких до колон прикладається навантаження від її власної ваги з врахуванням коефіцієнта динамічності.

Для транспортування, складування та монтажу в збірних залізобетонних колонах передбачаються монтажні петлі та отвори. Відстань від краю колони до монтажних петель с — приймається від 1/5 до 1/8 її довжини. Армування підошви фундаментів здійснюється сітками із арматури класів А400с або А300с, мінімально допустимий діаметр стержнів робочої сітки 10 мм.

Арматурні сітки в підошву ставляться з захисним шаром бетону 70мм — при відсутності бетонної підготовки. Підколонники повинні армуватися повздовжніми стержнями та прикріпленнями до них арматурними сітками. Діаметр повздовжніх робочих стержнів підколінника приймається не менше 12 мм, або такого ж діаметру як й в колоні.

Література

1. ДБН В.1.2−2:2006 Навантаження і впливи. Норми проектування. К., міністерство будівництва, архітектури та житлово-комунального господарства України, 2006

2. СНіП 2.02.01−83 «Основания зданий и сооружений»

3. СНиП 2.03.08−84 «Бетонные и железобетонные конструкции»

4. ГОСТ 2.105−79 ЕСКД — Общие требования к текстовым документам

5. ДСТУ БА.2.4−7-95 «Правила выполнения архитектурностроительных рабочих чертежей

6. Берлинов М. В.; Ягупов Б. А. Строительные конструкции-М:Агропромиздат, 2012 год

7. Бучок Ю. Ф. Будівельні конструкціі:Основи розрахунку: Підручник.-К.:Вища шк., 2009.-447с.:іл.