Расчет и проектирование железобетонной колонны крайнего ряда и фундаментальной балки одноэтажного промышленного здания

записка жб.docx

Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Кузбасский Государственный технический университет»
Кафедра строительных конструкций
Пояснительная записка к курсовому проекту на тему
«Расчет и проектирование железобетонной колонны крайнего ряда и фундаментальной балки
одноэтажного промышленного здания»
I.Сравнение вариантов 2
II.Расчет и конструирование железобетонной колонны крайнего ряда
Сбор нагрузок на элементы рамы каркаса 3
1. Постоянная нагрузка 3
2. Снеговая нагрузка 4
3. Ветровая нагрузка 5
4. Крановая нагрузка 5
Расчетные эпюры усилий N9 Q и М 6
Расчетные сочетания усилий 8
Расчет надкрановой части колонны 10
Расчет подкрановой части колонны 12
Поперечное армирование в виде хомутов 15
Расчет консоли колонны 16
Ш. Расчет и конструирование фундаментной балки 20
Расчет фундаментной балки по первой группе предельного состояния .20
1. Определение усилий Mтах и Qmax действующих на фундаментную балку в эксплуатационный период ..20
2. Характеристика кирпичной кладки .21
3. Определение усилий Mmax и Qmax действующих на фундаментную балку в период возведения кирпичных стен .22
4. Определение расчетных усилий Мтaх и Qmax .22
5. Расчёт нормальных сечений фундаментной балки на изгиб ..23
6. Расчёт наклонных сечений фундаментной балки на действие поперечной силы 23
Расчёт фундаментной балки по второй группе предельного состояния .24
1. Расчёт по образованию трещин 24
2. Расчёт по раскрытию трещин 25
Список литературы 27
I.Сравнение вариантов
материала на единицу
Вариант №1 шаг колонн 6 метров
Железобетонные плиты покрытия
№2 шаг колонн 12 метров
подкрановая балка 12м
Итого по первому варианту – удельный вес бетона 0167 м3
Итого по второму варианту – удельный вес бетона 0160 м3
Для дальнейшего расчета принимаем первый вариант с шагом несущих конструкций 6м.
Сбор нагрузок на элементы рамы каркаса
1.Постоянная нагрузка
Таблица сбора нагрузок от веса кровли
Слой гравия втопленного в дегтевую мастику
Три слоя толь-кожи на дегтевой мастике
Асфальтовая стяжка t=20мм
Утеплитель из пенобетона t=150мм при
Обмазочная пароизоляция
Жбетонный плиты перекрытия для IV климатического района размером 3х6 м
Значение веса покрытия (в том числе вес фермы 108кН)
Значение веса надкрановой части колонны
Значение веса подкрановой части колонны
2.Снеговая нагрузка (снеговой район IV)
- коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие
- нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли
- коэффициент надежности по нагрузке
- коэффициент надежности по назначению
в том числе длительного действия
3.Нагрузка от мостовых кранов
Расчетное усилие передаваемое на колонну колесами крана:
- коэффициент сочетания
- коэффициент динамичности
- ордината линии влияния
Временная длительного действия
k = 05 для кранов с режимом работы 4-6К
4.Вес подкрановой балки и путей
- вес подкрановой балки
- вес подкрановых путей
5.Сила горизонтального торможения
- грузоподъемность крана
6.Ветровая нагрузка (II ветровой район)
Расчетная линейная ветровая нагрузка:
- нормативное значение ветрового давления.
- коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте.
коэффициенты для 5м – 05;
- аэродинамический коэффициент зависящий от расположения и конфигурации поверхности. Для вертикальных стен с наветренной стороны и с подветренной
Сосредоточенная сила
Для удобства все полученные расчеты сведем в таблицу
Наименование нагрузки
Постоянная нагрузка кН
в т.ч. длительного действия
Вес подкрановой части колонны
Вес надкрановой части колонны
Вес подкрановой балки и подкрановых путей
Вес снегового покрова
Ветровая сосредоточенная
Вертикальная крановая
Горизонтальная крановая от поперечного торможения
Расчетное сочетание усилий
Расчет надкрановой части
Определение гибкости надкрановой части колонны:
Н-высота надкрановой части колонны;
По таблице 38 СНиП определяем минимальный процент армирования
Случайный эксцентриситет:
А. Для комбинации усилий:
Определяем коэффициент :
где Ncr — условная критическая сила
Ib Is — моменты инерции соответственно бетонного сечения и сечения всей арматуры относительно центра тяжести бетонного сечения;
l — коэффициент учитывающий влияние длительного действия нагрузки на прогиб элемента в предельном состоянии и равный:
e — коэффициент принимаемый равным e0h но не менее e min
По определяем наблюдается случай больших эксцентриситетов.
Выполняем проверочный расчет:
Б. Для комбинации усилий:
Расчет подкрановой части
Определение гибкости подкрановой части колонны:
Н-высота подкрановой части колонны;
Поперечное армирование в виде хомутов
Хомуты проектируем по конструктивным требованиям. Т.к. шаг стержней не более 500 мм и не более— 20d (d — наименьший диаметр сжатых продольных стержней).
Расстояния между хомутами внецентренно сжатых элементов в местах стыкования рабочей арматуры внахлестку без сварки должны составлять не более 10d.
Хомуты выполняются из арматыуры ВрI 6.
Расчет консоли колонны
На подкрановую консоль действует сосредоточенная сила от веса подкрановой балки и вертикальной крановой нагрузки:
Qc = Dmax +Pcn= 35964+5076 = 4104кН
Размеры консоли: h=11м h1=09м а=02м ho= 106м.
Подкрановая балка шириной 0.34 м опирается поперек консоли поэтому lsup=034м.
Rb=13 МПа Rbt= 08 МПа
Несущая способность консоли определяется из условия:
В первом приближении расчет ведут без учета поперечного армирования т.е. при
следовательно прочность консоли по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой обеспечена.
Напряжения смятия под подкрановой балкой:
смятия бетона консоли не произойдет.
Изгибающий момент на грани примыкания консоли к колонне:
Учитывая большое количество арматуры в сжатой зоне площадь сечения растянутой арматуры находят по формуле:
В сжатой зоне такое же армирование. Поперечную арматуру устанавливают по конструктивным требованиям.
Ш. Расчёт фундаментной балки
Расчет фундаментной балки по первой группе предельного состояния
Требуется рассчитать и законструировать фундаментную балку под кирпичную стену возводимую в летний период времени.
Принимаем фундаментную балку таврового сечения с полкой в сжатой зоне выполненную из бетона класса В30:
Rb = 17МПа; Rbt = 12 МПа; Rbser = 22 МПа; Rbtser = 18МПа; Eb = 29·103 МПа и из арматуры класса А-II Rs = 280 МПа; Es = 2·105Мпа α=EsEb=69
Из чертежа имеем b’f = 52 см; см; h0 = 45-4=41 см
Определяем расчетный пролет фундаментной балки при опирании ее на бетонные столбики сечением 30 х 30 см:
lp=L-aon =505-30 = 475 см.
1.Определение усилий Mтах и Qmax действующих на фундаментную балку в эксплуатационный период
Вычисляем геометрические характеристики сечения фундаментной балки и ее жесткость.
Момент инерции таврового сечения площади сечения и расстояние до центра тяжести этого сечения определяем без учета армирования так как принимаем армирование по минимальному проценту.
где площадь сечения статический момент и расстояние до центра тяжести сечения определяем по формулам:
Sb = (bf - b)hf (h - 05hf) + bh · 05h.
Ab = (52 -275)·10+275 · 45 = 14825 см2.
Sb= (52-275) · 10 · (45 – 05 · 10)+275 · 45-225 =3764375 см3;i
Принимая минимальную площадь сечения продольной арматуры определяем момент инерции приведенного сечения:
As.min = min · Ab = 00005 · 14625 = 074 см2. Принимаем 2 8 As =101 см2.
Ib = +101 · 21392 = 27396337 см4
В формуле величина min - минимальный коэффициент армирования для изгибаемых железобетонных элементов.
Определим жесткость фундаментной балки где учитываются неупругие деформации бетона.
5 Eb -Ib = 085 · 29000 · (100) · 27396337 = 674180 · 108 Н· см2.
2.Характеристика кирпичной кладки
По табл. 2 СНиП П-22-81 расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича М 75 на растворе М 25 RK = 14 МПа. Упругая характеристика кладки α = 1000. Модуль деформации кладки определяется из выражения:
Е2=05α2 RK = 05· 1000 · 2· 14 = 14 103 МПа.
Определяем высоту условного пояса кладки эквивалентного по жесткости фундаментной балки:
Эпюра давления на рандбалку равная эпюре распределения давления в кладке принимается в виде двух треугольников .
При этом длина участков балки на которых распределяется это давление может быть вычисляется:
S = 12hef = 12·9107 = 10928 см
С = аоп+s = 30+10228 = 13928 см
Определяем опорную реакцию возникающую от действия
кирпичной кладки высотой hef = 9107 см:
Максимальное давление стены на балку определяем по формуле:
Максимальные величины М и Q определяем:
3.Определение усилий Mmax и Qmax действующих на фундаментную балку в период возведения кирпичных стен
Определяем нагрузку на балку от неотвердевшей кирпичной стены при высоте равной 13 пролета но не более 2 м:
qк2 =2tsmγ= 2·051·18 = 1836 кН
Принимаем большую нагрузку при которой значения Мmax и Qmax соответствуют:
4.Определение расчетных усилий Мтaх и Qmax
Поскольку усилия Мтaх и Qmax действующие на рандбалку в период возведения стен больше чем в эксплуатационный период то принимаем их в качестве расчетных умножив на коэффициент степени ответственности здания равный 095 и коэффициент надежности по нагрузке равный 11:
Мтaх = 8125 · 095 · 11 = 849 кН м
Qmax =546 · 095·11 = 57 кН.
5.Расчет нормальных сечений фундаментной балки на изгиб
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны при Rb =17 МПа уЬ2 =1тогда =400 МПа см. п. 3.12 СНиП 2.03.01-84*
Где =085-0008Rb=085-0008·17=0714
Тогда αR=(1-05)=0573(1-05·0573)=0409
Проверяем положение границы сжатой зоны:
90000Нсм17(100)·52·10(41 -05 ·10) = 31824000 Н·см.
Условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке балки.
Безразмерный коэффициент αт:
При этом коэффициент условий работы бетона = 10 согласно табл. 15 СНиП 2.03.01-84* Так как αm αR рабочая арматура в сжатую зону сечения балки не требуется. По значению αm = 0057 находим =097. Площадь продольной рабочей арматуры:
Принимаем 2 20 А-II
6.Расчет наклонных сечений фундаментной балки на действие поперечной силы
Проверяем прочность фундаментной балки на сжатие бетона по наклонной полосе между наклонными трещинами
поперечная арматура отсутствует
Q ≤0303· 083 · 1 17 · (100) ·275 · 41 = 47727075 H = 47727 кН
Прочность сечения обеспечена принятые размеры поперечного сечения достаточны так как Qmax = 57 кН 47727 кН.
Определяем необходимость постановки поперечной арматуры - хомутов. Поперечная арматура потребуется если будет выполняться условие:
Qmax ≥ - Здесь коэффициент учитывает влияние сжатой палки в тавровых сечениях он определяется по формуле
При правая часть равенства
·1162·12(100)·275·41 = 9433116 Н = 94331 кН.
Так как Qmax =57 94331 хомуты по расчету не определяются постановка их диктуется требованиями норм - диаметр по условиям свариваемости с продольной арматурой 20 мм а шаг согласно требованиям п. 5.27 СНиП 2.03.01-84*. Принимаем диаметр хомутов 6 мм из стали AI при шаге не более 15 см.
Произведем проверку по образованию наклонных трещин. Наклонные трещины образуются если Q > 25 RbtbhQ. В нашем случае 25·12·(100)275·41 = 338250 Н что значительно больше Qmax = 57000 Н. Условие удовлетворяется наклонные трещины не образуются.
Расчет фундаментной балки по второй группе
1.Расчет по образованию трещин
Нормальные трещины в балки не образуются если выполняется условие Мr ≤ Мсrс где Мr- момент от расчетных нагрузок относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку наиболее удаленную от растянутой зоны. При изгибе Мr = М. В нашем случае М = 849 кН м. Момент MCrc = RbtserWpl - Mshr - момент который воспринимаемый нормальным сечением при образовании трещин. Величина момента от проявления усадки Mshr=Nshr(eop+r).
(табл.29 пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций)
Ared=Ab+586·0393+69·157+69·628=14825+4825=153075 см2
Sred=Sb+69·628·4+69·157·42+586·0393·42=3833594 см3
Здесь shr = 35 МПа - напряжения в арматуре вызванные усадкой для железобетона подвергнутого тепловой обработке.
Таким образом: Мсrс = 180 ·(100)2044555 – 288505(1046 + 763) = 368019900 -
-44656069 = 323363831 Н·см = 3234 кНм.
Трещины образуются т. к.
Мсгс=3234кН-мМ = 849кНм требуется выполнить расчет на раскрытие трещин. Расчет выполняется на продолжительное раскрытие трещин при величине момента М = 8125кНм
2.Расчет по раскрытию трещин
Ширина раскрытия трещин определяется по формуле
Тогда = 160 -15- 00045 = 1532. Коэффициент = 10 при
рабочей арматуре АIII и модуле упругости Es =200·103 МПа.
Величина = 27. Напряжения в рабочей арматуре s определим упрощенным способом по формуле
s=где M = 8125 кН·м а Ми предельный момент по
прочности который равен Ми = здесь Mtotd -
момент от действия полной нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузке . В нашем расчете = 849 кН·м.
Количество арматуры t =628 см2 a ASd - площадь арматуры требуемая по расчету прочности равной 480 см2.
Таким образом Mu =849·628480 = 111кНм а напряжения в арматуре 5= 280 = 20495 МПа.
Определим величину раскрытия трещины
что соответствует требованию норм п. 2 табл. 2* СНиП 2.03.01-84*
Расчет по определению прогиба для фундаментных балок не
СНиП 2.01.07–85. Нагрузки и воздействия. – М. : Госстрой СССР 1987.
СНиП 2.03.01–84*. Бетонные и железобетонные конструкции.–
М. : ЦИТП Госстроя СССР 1989.
Голышев А.Б. Проектирование железобетонных конструкций- Киев: «Будивельник» 1985
Одноэтажные промышленные здания: Методические указания В. А. Тесля Б. П. Хозяинов А. С. Гукин. - Кемерово 2005
Трепененков Р.И. Альбом чертежей конструкций и деталей промышленных зданий.. -М : Стройиздат 1980.

план жб.dwg

Ведомость расхода стали
Групповая спецификация
Асфальтовая стяжка t=20мм
Утеплитель из пенобетона t=150 мм
Обмазочная пароизоляция
Жб плита покрытия t=300
Пространственный каркас КП-1
Угол внутреннего трения j1 = 35° 2.Коэффициент пористости e1 = 0
5 3.Показатель текучести JL = 0
4.Объемный вес грунта g1 = 19
Почвенный слой Песок пылеватый
Супесь в пластичном состоянии
Удельный расход арматуры
Технико-экономические показатели
Примечание: 1. Арматурные изделия выполнить с помощью контактной точечной сварки в соответствие с требованиями ГОСТ 14098-85 2. Допуски для арматуры: для каркасов К-1 и сеток С-1
С-2 и С-3 - ±5 мм; поперечной арматуры - ±5 мм 3. Толщина защитного слоя бетона принимается для продольной арматуры - 40мм
у концов стержней - 10 мм.
Ведомость расхода стали на элементы
Соед.шпилька ∅5ВрI l=190мм
Соед. стержни ∅8 АIII l=1050 мм
Компоновочная схема свайного фундамента
Геологическая колонка грунтов
Крайняя колонна прямоугольного сечения КП 1-10
Одноэтажное промышленное здание
Примечание: 1. Арматурные изделия выполнить с помощью контактной точечьной сварки в соотвествии с требованиями ГОСТ 14098-85 2. Допуски для арматуры: для каркасов К-1
К-4 и сетки С-1и С-2 - ±5 мм; поперечной арматуры - ±2 мм 3. Толщина защитного слоя бетона принимается для рабочей арматуры - 15 мм.
Конструктивная схема колонны
ведомость расхода стали

Расчет фундаментной балки по первой группе предельного состояния.docx

Ш. Расчёт фундаментной балки
Расчет фундаментной балки по первой группе предельного состояния
Требуется рассчитать и законструировать фундаментную балку под кирпичную стену возводимую в летний период времени.
Принимаем фундаментную балку таврового сечения с полкой в сжатой зоне выполненную из бетона класса В30:
Rb = 17МПа; Rbt = 12 МПа; Rbser = 22 МПа; Rbtser = 18МПа; Eb = 29·103 МПа и из арматуры класса А-II Rs = 280 МПа; Es = 2·105Мпа α=EsEb=69
Из чертежа имеем b’f = 52 см; см; h0 = 45-4=41 см
Определяем расчетный пролет фундаментной балки при опирании ее на бетонные столбики сечением 30 х 30 см:
lp=L-aon =505-30 = 475 см.
1.Определение усилий Mтах и Qmax действующих на фундаментную балку в эксплуатационный период
Вычисляем геометрические характеристики сечения фундаментной балки и ее жесткость.
Момент инерции таврового сечения площади сечения и расстояние до центра тяжести этого сечения определяем без учета армирования так как принимаем армирование по минимальному проценту.
где площадь сечения статический момент и расстояние до центра тяжести сечения определяем по формулам:
Sb = (bf - b)hf (h - 05hf) + bh · 05h.
Ab = (52 -275)·10+275 · 45 = 14825 см2.
Sb= (52-275) · 10 · (45 – 05 · 10)+275 · 45-225 =3764375 см3;i
Принимая минимальную площадь сечения продольной арматуры определяем момент инерции приведенного сечения:
As.min = min · Ab = 00005 · 14625 = 074 см2. Принимаем 2 8 As =101 см2.
Ib = +101 · 21392 = 27396337 см4
В формуле величина min - минимальный коэффициент армирования для изгибаемых железобетонных элементов.
Определим жесткость фундаментной балки где учитываются неупругие деформации бетона.
5 Eb -Ib = 085 · 29000 · (100) · 27396337 = 674180 · 108 Н· см2.
2.Характеристика кирпичной кладки
По табл. 2 СНиП П-22-81 расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича М 75 на растворе М 25 RK = 14 МПа. Упругая характеристика кладки α = 1000. Модуль деформации кладки определяется из выражения:
Е2=05α2 RK = 05· 1000 · 2· 14 = 14 103 МПа.
Определяем высоту условного пояса кладки эквивалентного по жесткости фундаментной балки:
Эпюра давления на рандбалку равная эпюре распределения давления в кладке принимается в виде двух треугольников .
При этом длина участков балки на которых распределяется это давление может быть вычисляется:
S = 12hef = 12·9107 = 10928 см
С = аоп+s = 30+10228 = 13928 см
Определяем опорную реакцию возникающую от действия
кирпичной кладки высотой hef = 9107 см:
Максимальное давление стены на балку определяем по формуле:
Максимальные величины М и Q определяем:
3.Определение усилий Mmax и Qmax действующих на фундаментную балку в период возведения кирпичных стен
Определяем нагрузку на балку от неотвердевшей кирпичной стены при высоте равной 13 пролета но не более 2 м:
qк2 =2tsmγ= 2·051·18 = 1836 кН
Принимаем большую нагрузку при которой значения Мmax и Qmax соответствуют:
4.Определение расчетных усилий Мтaх и Qmax
Поскольку усилия Мтaх и Qmax действующие на рандбалку в период возведения стен больше чем в эксплуатационный период то принимаем их в качестве расчетных умножив на коэффициент степени ответственности здания равный 095 и коэффициент надежности по нагрузке равный 11:
Мтaх = 8125 · 095 · 11 = 849 кН м
Qmax =546 · 095·11 = 57 кН.
5.Расчет нормальных сечений фундаментной балки на изгиб
Граничное значение относительной высоты сжатой зоны при Rb =17 МПа уЬ2 =1тогда =400 МПа см. п. 3.12 СНиП 2.03.01-84*
Где =085-0008Rb=085-0008·17=0714
Тогда αR=(1-05)=0573(1-05·0573)=0409
Проверяем положение границы сжатой зоны:
90000Нсм17(100)·52·10(41 -05 ·10) = 31824000 Н·см.
Условие выполняется следовательно граница сжатой зоны проходит в полке балки.
Безразмерный коэффициент αт:
При этом коэффициент условий работы бетона = 10 согласно табл. 15 СНиП 2.03.01-84* Так как αm αR рабочая арматура в сжатую зону сечения балки не требуется. По значению αm = 0057 находим =097. Площадь продольной рабочей арматуры:
Принимаем 2 20 А-II
6.Расчет наклонных сечений фундаментной балки на действие поперечной силы
Проверяем прочность фундаментной балки на сжатие бетона по наклонной полосе между наклонными трещинами
поперечная арматура отсутствует
Q ≤0303· 083 · 1 17 · (100) ·275 · 41 = 47727075 H = 47727 кН
Прочность сечения обеспечена принятые размеры поперечного сечения достаточны так как Qmax = 57 кН 47727 кН.
Определяем необходимость постановки поперечной арматуры - хомутов. Поперечная арматура потребуется если будет выполняться условие:
Qmax ≥ - Здесь коэффициент учитывает влияние сжатой палки в тавровых сечениях он определяется по формуле
При правая часть равенства
·1162·12(100)·275·41 = 9433116 Н = 94331 кН.
Так как Qmax =57 94331 хомуты по расчету не определяются постановка их диктуется требованиями норм - диаметр по условиям свариваемости с продольной арматурой 20 мм а шаг согласно требованиям п. 5.27 СНиП 2.03.01-84*. Принимаем диаметр хомутов 6 мм из стали AI при шаге не более 15 см.
Произведем проверку по образованию наклонных трещин. Наклонные трещины образуются если Q > 25 RbtbhQ. В нашем случае 25·12·(100)275·41 = 338250 Н что значительно больше Qmax = 57000 Н. Условие удовлетворяется наклонные трещины не образуются.
Расчет фундаментной балки по второй группе
1.Расчет по образованию трещин
Нормальные трещины в балки не образуются если выполняется условие Мr ≤ Мсrс где Мr- момент от расчетных нагрузок относительно оси параллельной нулевой линии и проходящей через ядровую точку наиболее удаленную от растянутой зоны. При изгибе Мr = М. В нашем случае М = 849 кН м. Момент MCrc = RbtserWpl - Mshr - момент который воспринимаемый нормальным сечением при образовании трещин. Величина момента от проявления усадки Mshr=Nshr(eop+r).
(табл.29 пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций)
Ared=Ab+586·0393+69·157+69·628=14825+4825=153075 см2
Sred=Sb+69·628·4+69·157·42+586·0393·42=3833594 см3
Здесь shr = 35 МПа - напряжения в арматуре вызванные усадкой для железобетона подвергнутого тепловой обработке.
Таким образом: Мсrс = 180 ·(100)2044555 – 288505(1046 + 763) = 368019900 -
-44656069 = 323363831 Н·см = 3234 кНм.
Трещины образуются т. к.
Мсгс=3234кН-мМ = 849кНм требуется выполнить расчет на раскрытие трещин. Расчет выполняется на продолжительное раскрытие трещин при величине момента М = 8125кНм
2.Расчет по раскрытию трещин
Ширина раскрытия трещин определяется по формуле
Тогда = 160 -15- 00045 = 1532. Коэффициент = 10 при
рабочей арматуре АIII и модуле упругости Es =200·103 МПа.
Величина = 27. Напряжения в рабочей арматуре s определим упрощенным способом по формуле
s=где M = 8125 кН·м а Ми предельный момент по
прочности который равен Ми = здесь Mtotd -
момент от действия полной нагрузки с коэффициентом надежности по нагрузке . В нашем расчете = 849 кН·м.
Количество арматуры t =628 см2 a ASd - площадь арматуры требуемая по расчету прочности равной 480 см2.
Таким образом Mu =849·628480 = 111кНм а напряжения в арматуре 5= 280 = 20495 МПа.
Определим величину раскрытия трещины
что соответствует требованию норм п. 2 табл. 2* СНиП 2.03.01-84*
Расчет по определению прогиба для фундаментных балок не