Привязка колонн к разбивочным осям

Поможем в ✍️ написании учебной работы

Имя

Поможем с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой

Нажимая кнопку "Продолжить", я принимаю политику конфиденциальности

Введение

Одноэтажные промышленные здания в России составляют 80% от общего числа промышленных зданий. Этим определяется важность изучения конструкций и методики расчета этих сооружений, что необходимо не только при строительстве, но и при эксплуатации зданий, а также при их реконструкции.

Разработка проекта каркаса одноэтажного промздания из сборных железобетонных конструкций начинается с эскизного проектирования.

На основании исходных данных выполняется компоновка каркаса с назначением размеров поперечной и продольной рам каркаса, назначаются размеры температурных блоков. На основании требований стандартизации и унификации сборных конструкций выполняется привязка колонн к разбивочным осям в поперечном и продольном направлениях. После расстановки связей обеспечивается пространственная жесткость каркаса и его геометрическая неизменяемость.

Далее выполняется расчет основных конструкций железобетонного каркаса одноэтажного промышленного здания: колонны, фундамента и стропильной фермы, а также прочностные расчеты внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов, в том числе предварительно напряженных, включая расчеты по трещинообразованию и раскрытию трещин, расчеты плиты фундамента на продавливание и изгиб, специфические прочностные расчеты консоли колонны и опорного узла фермы.

I. Эскизное проектирование

Каркас одноэтажного производственного здания представляет собой пространственную систему, которая условно разделяется на плоские поперечные и продольные рамы. Поперечные рамы образуются колоннами и стропильными конструкциями в виде ферм или балок, а продольные – колоннами, плитами покрытия, подкрановыми балками и связями. Железобетонные колонны принимаются защемленными в фундаменте, а соединения колонн с ригелем, подкрановыми балками, а также ригелей с плитами покрытия считаются шарнирными. Жесткость поперечной рамы обеспечивается без установки специальных связей, т. е. за счет назначения сечений колонн, соответствующих требуемой жесткости в плоскости рамы. В продольной раме предусматривается установка вертикальных стальных связей, которые, с целью снижения усилий в колоннах от температурных перемещений, располагаются в середине температурного блока.

В курсовом проекте выполняется расчет поперечной рамы каркаса.

Исходные данные:

1. Здание одноэтажное, отапливаемое.

2. Схема поперечной рамы – 1х18 м.

3. Длина здания – 78 м.

4. Шаг поперечных рам – B=6 м.

5. Поперечные сечения колонн – прямоугольные.

6. Высота цеха – Н=10,8 м.

7. Грузоподъемность мостовых кранов 50 т (режим работы 6К).

8. Место строительства: Мухен.

9. Класс бетона: обычного – В15; преднапряженного – В25.

10. Класс арматуры: обычной – А-II, преднапряженной – К19 (A-III).

11. Напряжение арматуры на упоры.

12. Расчетное давление на грунт – R=0,20 МПа.

Требуется рассчитать и законструировать крайнюю колонну, фундамент и стропильную конструкцию.

В качестве стропильной конструкции (ригеля рамы) принимаются фермы.

Рис.1 Конструктивная схема поперечной рамы: 1 – колонна; 2 – ферма; 3 – фундамент; 4 – подкрановая балка.

Параметры мостового крана

В соответствие с ГОСТ 25711 – 83 приняты следующие параметры мостового крана грузоподъемностью Q_cr=50 т, пролетом L=16,5 м:

Рис.3 Основные параметры мостового крана

1. Пролет крана -

2. База крана – А=5600 мм.

3. Ширина крана – B=6860 мм.

4. Свес опоры крана – B₁=300 мм.

5. Габарит крана – H_cr=3150 мм.

6. Максимальная нормативная нагрузка на колесо – 360 кН.

7. Масса крана с тележкой – Q_cr=41,5 т.

8. Масса тележки – Q_т=13,5 т.

Расчетная схема

Приводим конструктивную схему рамы к расчетной (рисунок 7).

Рис. 7 Расчетная схема поперечной рамы

Расчет рамы сводится к определению усилий M, N и Q в трех сечениях колонны в предположении взаимной несмещаемости верха колонн, то есть при жесткости ригеля, равной . Ригель рассчитывается отдельно с учетом его фактической жесткости, как однопролетная свободно опертая ферма (балка).

При расчете усилий в колоннах от крановых нагрузок учитывается пространственная работа каркаса с включением в работу через диск покрытия остальных поперечных рам каркаса.

Сбор нагрузок на колонну

Нагрузка от снега

Расчетная снеговая нагрузка на 1 м² горизонтальной поверхности земли определяется по формуле:

где S₀ – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности, принимаемое по СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от снегового района. Так как г. Мухен, в соответствие с картой 1 районирования территории СССР, по весу снегового покрова относится к III району, то S₀=1,0 кН/м²; - - коэффициент конфигурации кровли. При расчете колонн производственных зданий допускается принимать , при условии равномерного распределения снеговой нагрузки и отсутствии перепада высот на покрытии; =1,4 – коэффициент надежности по нагрузке.

Таким образом, снеговая нагрузка на 1 м² кровли:

Нагрузка от снега на колонну:

Крановые нагрузки

При расчете колонны поперечной рамы учитывается действие крановых вертикальных Д и горизонтальных сил Т (рисунок 7).

Максимальное вертикальное нормативное давление колеса крана F_max_,_n=360 кН.

Минимальное вертикальное давление колеса крана при двух колесах по одному рельсовому пути:

Горизонтальное нормативное давление колеса крана на рельс при поперечном торможении тележки:

Расчетные крановые нагрузки на колесо:

где - коэффициент сочетания;

Расчетные вертикальные нагрузки Д_max и Д_min, а также горизонтальная нагрузка Т на колонну определяются при расчете крайней колонны от неблагоприятного воздействия двух сближенных кранов.

Линия влияния опорной реакции R на колонне при загружении соседних пролетов балки ходовыми колесами двух кранов для получения R_max (D_max, D_min, T) изображена на рис. 8.

Рис.8 Размещение колес двух кранов на линии влияния опорной реакции для получения наибольшего давления на колонну

Ветровая нагрузка

Ветровая нагрузка одного направления, действуя на здание с наветренной и подветренной стороны, в расчете прикладывается к раме в виде равномерно распределенной по высоте колонны нагрузки , а также сосредоточенной нагрузки в уровне верха колонны W, действующей на участке высотой от верха колонны до верха парапета h_П и шириной, равной шагу рам В. Площадь участка равна h_ПВ. Так как нормы предусматривают трапециевидные эпюры ветровой нагрузки с увеличением ординат по высоте, с целью упрощения расчетов приводим трапециевидную нагрузку к равномерно распределенной из условия равенства площадей эпюр.

Рис. 9 Эпюра изменения ветрового давления

По интерполяции находим ординаты коэффициентов ветровой нагрузки на уровне верха колонны и парапета:

Коэффициент приведения трапециевидной нагрузки к эквивалентной равномерно распределенной на участке до верха колонны:

Получаем интенсивность ветровой равномерно распределенной нагрузки по высоте колонны:

- с наветренной стороны

- с подветренной стороны

где - расчетная ветровая нагрузка без учета аэродинамического коэффициента.

Нормативное значение ветрового напора определяется по табл.5 СНиП 2.01.07 – 85* Нагрузки и воздействия в зависимости от отношения высоты цеха к его ширине и отношения длины здания к его ширине.

Для проектируемого здания H/L=10,8/18=0,6 и при B_ЗД/L=78/18=4,33 C_е3=-0,52. Знак минус означает, что ветер направлен изнутри здания наружу. При коэффициенте надежности по нагрузке и шаге рам 6 м:

Получаем давления с наветренной и подветренной стороны:

Ветровая нагрузка W, действующая выше верха колонны, прикладывается в уровне низа ригеля рамы. Определяем площадь эпюры ветровых коэффициентов в пределах высоты парапета:

Суммарное давление ветра на парапет с наветренной и подветренной сторон:

где - расчетное давление без учета аэродинамических коэффициентов.

III. Расчет каркаса на ПЭВМ

Определение усилий по программе KGK. Исходные данные сводятся в таблицу 3.

Таблица 3 –

Исходные данные для ПЭВМ

Номер строки	Вводимые параметры
1	1		2			3			4
2	5			6				7
3	8	9			10		11			12
4	13		14			15			16
5	17
6	18			19				20
7	21					22

1 строка

1. Расчетная высота колонны: H_P=H+0,15 м=10,8+0,15=10,95 м.

2. Высота верхней части колонны: H₂=4,25 м.

3. Расстояние от подкрановой балки до низа фермы:

H₂-H_ПБ=4,25 м-0,8 м=3,45 м.

4. Число рам в температурном блоке – 7.

2 строка

5. Отношение жесткостей рассматриваемой колонны (EI₂ – верхняя часть колонны, EI₁ – нижняя часть колонны): для крайней рассматриваемой колонны:

Размеры сечений А и В приведены на рис. 4.

7. Отношение нижней части соседней колонны к нижней части рассматриваемой колонны. Для однопролетного здания

3 строка

8. Эксцентриситет оси верхней части колонны:

Положительный эксцентриситет вращает силу относительно центра тяжести нижней подкрановой части колонны по часовой стрелке.

9. Эксцентриситет стены

10. Эксцентриситет подкрановой балки:

при наличии сдвижки

11. Высота сечения надкрановой части колонны: А=0,38 м.

12. Высота сечения подкрановой части колонны: В=0,7 м.

4 строка

13. Постоянная нагрузка от шатра: G_Ш=191,30 кН.

14. Постоянная нагрузка от стены: G_CT=161,73 кН.

15. Постоянная нагрузка от подкрановой балки: G_ПБ=36,58 кН.

16. Постоянная нагрузка от нижней части колонны: G₁_K=70,9 кН.

5 строка

17. Нагрузка от снега: S=71,82 кН.

6 строка

18. Вертикальная крановая нагрузка: Д_MAX=593,81 кН.

19. То же: Д_MIN=160,82 кН.

20. Горизонтальная тормозная сила: T=26,18 кН.

7 строка

Ветровые нагрузки вводятся без учета аэродинамических коэффициентов, так как они учтены в программе.

21. Сосредоточенная ветровая нагрузка: W₁=5,55 кН.

22. Равномерно распределенная ветровая нагрузка:

Таблица 4 –

Исходные данные к расчету каркаса

Номер строки	Вводимые параметры
1	10,95		4,25			3,45			7
2	0,160							1
3	-0,160	-0,50			0,65		0,38			0,70
4	191,30		161,73			36,58			70,9
5	71,82
6	593,81			160,82				26,18
7	5,55					2,11

IV. Расчет колонны

Расчетные сочетания усилий

Различают два основных сочетания усилий:

I Сочетание: S=S_g+S_v,

где S_g – усилия (M или N) от постоянных нагрузок; s_v – усилия (M и N) от одной из временных нагрузок (крановые вертикальные нагрузки Д и тормозные Т считаются за одну нагрузку).

II Сочетание:

где - сумма усилий от любых временных нагрузок (не менее двух).

В пределах каждого сочетания надо учесть возможность трех комбинаций усилий:

1) Наибольшее значение +М и соответственно N.

2) Наибольшее значение |-М| и соответственно N.

3) Наибольшее значение N и соответственно M.

Таблица 5 –Усилия над консолью

Наименование нагрузки	Шифры В.Н.	М, кНм	N, кН
Постоянная	1	-33,180	+191,300
Снеговая	2	-4,348	+71,820
Д_max	3	+130,822	0
Д_min	4	+54,762	0
Д_max+Торм.	5	+150,62	0
Д_max-Торм.	6	+111,024	0
Д_min+Торм.	7	+74,56	0
Д_min-Торм.	8	+34,964	0
Ветер слева	13	-28,603	0
Ветер справа	14	+31,098	0

Результат подсчета усилий представлен в таблице 6.

Таблица 6

Расчетные сочетания усилий над консолью

№	Комбинация усилий	M, кНм	N, кН	M_ЯДР, кНм
№	Комбинация усилий	M, кНм	N, кН	Внешняя грань		Внутренняя грань
I Основное сочетание
1	При +M_max (1+5)	117,44	191,300	129,492	+	105,388	-
2	При - M_max (1+13)	-61,783	191,300	-49,731	-	-73,835	+
3	При N_max (1+2)	-37,528	263,120	-20,951	-	-54,105	+
II Основное сочетание
4	При +M_max (1+0,9(5+14))	130,366	191,300	142,418	+	118,314	-
5	При - M_max (1+0,9(2+13))	-62,836	255,938	-46,712	-	-78,960	+
6	При N_max (1+0,9(2+5+14))	126,453	255,938	142,667	+	110,419	-

Значение ядрового момента определяется по формуле:

- при положительном моменте (+М)

- при отрицательном моменте (-М)

Ядровое расстояние:

Расчет консоли колонны

Основные размеры консоли даны в табл.1

Исходные данные (рис.10):

Рис. 15 – Расчетная схема консоли

h_b=380 мм; с=840 мм; h_н=700 мм; d=600 мм; e=520 мм; l_sup=340 мм.

В15; R_b=8,5 МПа; E_b=20500 МПа; R_bt=0,75 МПа.

Арматура А-II, R_s=280 МПа, E_s=210000 МПа.

Условие прочности:

где

Принимаем хомуты Æ10 мм (A_sw=0,785 см²) и шаг S_w=150 мм:

( и

Из рис.10 следует:

где f=52 – 5=47см;

тогда

Правая часть условия принимается не более

и не менее меньшего из 2-х значений:

Таким образом, принимаем правую часть равной 1258,95 кН, тогда проверка прочности 1258,95 кН удовлетворяется. Расчет окамляющих стержней:

Принимаем 2Æ32 А-II с А_s=16,08 см².

Статический расчет фермы

Статический расчет безраскосных ферм производится на ЭВМ по программе MKEG для статически неопределимых систем. Шифр фермы складывается из величин: обозначения – KGK, пролета фермы и типа опалубки.

Исходные параметры расчета стержневой системы (фермы):

1. Количество элементов - 17;

2. Количество закрепленных узлов – 2;

3. Всего узлов – 12;

4. Шифр фермы – KGK 18-2;

5. Количество загруженных узлов – 2;

6. Величина узловой нагрузки – 82,08 кН.

Величина нагрузки на узлы верхнего пояса, исключая опорные:

где - грузовая площадь;

- постоянная и снеговая нагрузка.

Рис. 17 – Построение эпюры моментов фермы в узлах

Проверка равновесия моментов в узлах:

Узел 1: - 0,708+0,708=0

Узел 2: +6,285-1,625-4,660=0

Узел 3: +10,288-3,618-6,670=0

Узел 4: +2,609-2,647+0,038=0

Узел 5: +3,777-0,187-3,590=0

Узел 6: +0,356-0,000-0,356=0

Узел 7: +0,909-0,908-0,000=0,001=0

Узел 8: +2,648-2,609-0,038=0,001=0

Узел 9: +3,590+0,187-3,777=0

Узел 10: +1,624+4,660-6,285=-0,001=0

Узел 11: +3,617-10,288+6,670=-0,001=0

Узел 12: +0,708-0,708=0

Выбор расчетных усилий

Опасное сочетание усилий определяется подобно расчету в колонне, по максимальным ядровым моментам.

Элемент	h, см		М, кНм	N, кН
Верхний пояс	25	0,042	+6,285 +2,609 -2,647	-441,489 -418,731 -402,488	24,83 20,20 19,55
Стойка	25	0,042	-6,670 -0,187 0,000	-3,612 -0,946 +1,788	6,82 0,23 0,08
Нижний пояс	28	0,047	+10,288 +3,777 -3,590	+392,807 +400,237 +400,298	28,75 22,59 22,40

Расчет верхнего пояса

Исходные данные:

Класс бетона: В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс арматуры: А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=

Сечение 24х25 см. Расчетные усилия: M=6,285 кНм, N=441,489 кН.

Нагрузка на узел фермы:

- полная P=82,08 кН;

- длительная

Усилия от длительной нагрузки:

Эксцентриситет

Расчет нижнего пояса

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, R_b_,_ser=18,5 МПа, R_bt_,_ser=1,60 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс предварительно напряженной арматуры К – 19, R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа,

R_s_,_ser=1410 МПа,

Расчетные усилия: M=10,288 кНм, N=392,807 кН.

Размеры сечения: b=0,24 м, h=0,28 м, а=а’=0,05 м.

Расчет на раскрытие трещин

Ферма находится в закрытом помещении и поэтому относится к 3-й категории трещиностойкости, для которой допускается ограниченное по ширине непродолжительное a_crc₁ и продолжительное a_crc₂ раскрытие трещин.

Раскрытие трещин определяется по формуле:

где - при внецентренном растяжении; - коэффициент длительности действия нагрузки. Для кратковременного действия нагрузки , а для длительного - , где - коэффициент армирования сечения. В расчете принимается

- коэффициент, учитывающий вид арматуры. Для проволочной арматуры периодического профиля и канатах d – диаметр арматуры в мм; - приращение напряжений в арматуре от действия внешней нагрузки.

Определяем раскрытие трещин от кратковременного действия всех нагрузок a_crc₃:

а) напряжение в арматуре:

где e_s – эксцентриситет силы N_n относительно арматуры S (рисунок 19):

(вводится в расчет со знаком минус)

Рис.19 – Приложение силы преднапряжения

б) эксцентриситет силы P₂ относительно арматуры S:

Эксцентриситет равнодействующей продольных сил N_n и P₂ относительно центра тяжести сечения равен:

Так как

то можно в формуле принять z=z_s (z_s – расстояние между арматурой A_s и A_s’). z_s=220 мм.

Определяем a_crc₄ – раскрытие трещин от кратковременного действия постоянной и длительной нагрузки. Так как - сечение растянуто.

Определяем a_crc₂ – продолжительное раскрытие трещин (от постоянной и длительной нагрузки) при

Непродолжительное раскрытие трещин равно:

При арматуре класса К-19, для третьей категории трещиностойкости, допускается непродолжительное раскрытие трещин a_crc₁ равное 0,3 мм и продолжительное раскрытие трещин a_crc₂=0,2 мм. Как видно из расчетов, раскрытия трещин a_crc₁ и a_crc₂ не превышают предельных величин, установленных нормами проектирования.

Расчет стоек

Класс бетона В25, R_b=14,5 МПа, E_b=27000 МПа.

Класс арматуры А-III, R_s=R_sc=365 МПа, E_s=

Размер сечения 0,24х0,25 м.

Расчетные усилия: сжатая стойка 2-3:

M_я=6,82 кНм; M=-6,670 кНм; N=-3,612 кН;

Растянутая стойка: 6-7: M=0 кНм; N=1,788 кН;

Расчет растянутой стойки

Так как изгибающий момент в стойке M=0, то расчет ведется по п.3.26 СНиП 2.03.01-84*. При расчете сечений центрально-растянутых железобетонных элементов должно соблюдаться условие:

где A_s_,_tot – площадь сечения всей продольной арматуры.

Из условия минимального диаметра арматуры в стойке фермы принимаем (2Æ10 A-III)

Расчет опорного узла

Различают два расчета на прочность опорного узла:

1. Расчет из условия отрыва нижнего пояса по сечению АВ из-за ненадежности анкеровки преднапряженной арматуры и дополнительных стержней.

Рис. 22 – Схема разрушения опорного узла с отрывом нижнего пояса

Для того, чтобы не произошел отрыв нижнего пояса, должно удовлетворяться условие:

где N_w – усилие в поперечной арматуре, пересекающей трещину; N_s и N_sp – усилия, воспринимаемые дополнительной арматурой N_s и преднапряженной арматурой N_sp с учетом уменьшения напряжений на длине анкеровки.

Учитывая, что напряжения в арматуре на длине анкеровки снижаются от R_sp или R_s до нуля по прямой зависимости, получаем:

и при и

где , - расстояния от торца фермы до пересечения рассматриваемого стержня с прямой АВ; - - длины зон анкеровки преднапряженной и обычной арматуры. - для канатов К-19.

Величина принимается максимальной из двух условий:

2) Принимаем

Определяем в масштабе расстояния до линии обрыва (рис.22):

Из условия отрыва требуемое усилие в поперечной арматуре узла:

Принимается в сечении поперечная арматура: 2Æ8 А-III с A_s=1,01 см², с шагом 100 мм, тогда

2. Расчет из условия изгиба опорного узла по наклонному сечению АС.

Так как сечения АВ и АС для нижней арматуры практически совпадают, усилия в продольной арматуре не меняются.

Высота сжатой зоны (рис. 23):

Проверка прочности наклонного сечения при действии изгибающего момента производится по формуле

где

Ранее получено усилие N_w=345,42 кН.

Поэтому

Условие прочности по наклонному сечению АС на действие изгибающего момента удовлетворяется.

Рис. 23 – Схема усилий в сечении АС при расчете на прочность на действие момента

VI. Расчет фундамента

Исходные данные:

Заглубление фундамента:

Согласно СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" нормативная глубина промерзания определяется по формуле:

где - коэффициент равный сумме отрицательных среднемесячных температур для Хабаровска, как наиболее близко расположенного к г. Мухен (Мухен отсутствует в табл.3 СНиП 23-01-99 Строительная климатология); d₀=0,23 – величина, принимаемая для суглинков.

Расчетная глубина сезонного промерзания грунта d_f определятся по формуле:

- где k_h=0,6 – коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения. Принимаем глубину заложения фундамента H_з=1,2 м.

Сечение	Сочетание	Номера нагрузок	Расчетные			Нормативные
Сечение	Сочетание	Номера нагрузок	М, кНм	N, кН	Q, кН	М, кНм	N, кН	Q, кН
У обреза фундамента	+М_оф -М_оф N_min_,оф	2,8,14 2,5,13 0,8,14	+231,52 -245,85 +231,26	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37
У подошвы фундамента	+М_пф -М_пф N_min_,пф	2,8,14 2,5,13 0,8,14	+267,68 -262,04 +268,40	+669,89 +1059,58 +605,25	-34,44 +15,42 -35,37	+232,77 -227,86 +233,39	+582,51 +921,37 +526,30	-29,95 +13,41 -30,76

Усредненная плотность фундамента и грунта на обрезах расчетное сопротивление грунта R=0,20 МПа; класс бетона В15; R_b=8,5 МПа; R_bt=0,75 МПа; Е_b=20500 МПа. Класс арматуры А-II. R_s=280

МПа; R_sc=280 МПа.

Примечания:

3)Q(N_min)=

(H_ф=1,05 м)

Нормативные усилия получены делением расчетных на усредненный коэффициент надежности по нагрузке

Рис.24 – Схема загружения фундамента

Выбор типа фундамента

Фундамент проектируется симметричным, если отношение моментов разных знаков , а также если соблюдается условие

В расчете:

Следовательно, фундамент симметричный.

Расчет подколонника

Так как высота подколонника составляет 30 см, достаточно только поперечное армирование.

Поперечная арматура устанавливается конструктивно. Расстояние между горизонтальными сетками – 10 см, диаметр стержней – 10 мм.

Рис.30 – Горизонтальная арматура подколонника

Список литературы

1. Гуревич Я.И., Танаев В.А. Расчет железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания: Учебное пособие для курсового и дипломного проектирования. – Хабаровск: Изд-во ДВГУПС, 2001. – 72 с.: ил.

2. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. Общий курс. – М.: Стройиздат, 1991. – 767 с.

3. СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции/Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996. – 76 с.

4. СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия/ Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996. – 44 с.

5. Карты районирования территории СССР по климатическим характеристикам: Приложение 5 обязательное к СНиП 2.01.07-85*/ Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1987. – с.7.

6. Пособие к проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84 и СНиП 2.02.01-83) Ленпромстройпроект Госстроя СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. – 112 с.

7. Пособие по проектированию основания зданий и сооружений (К СНиП 2.02.01-83)/НИИОСП им. Герсеванова – М.: Стройиздат, 1986. – 415 с.

8. СНиП 2.02.01-83 Основания зданий и сооружений/Минстрой России – М.: ГП WGG? 1996.