| Правила | Регистрация | Пользователи | Сообщения за день | | Поиск | | Справка по форуму | Файлообменник | |
|
Поиск в этой теме |
02.11.2016, 09:47 | #1 | |
Понижение модуля упругости бетона при расчете конструкции
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
||
Просмотров: 65870
|
|
||||
Смотря какая расчетная задача перед вами стоит и какая точность результатов удовлетворит.
__________________
Велика Россия, а колонну поставить некуда |
||||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
Спасибо за участие.
Задачи пока никакой не стоит, просто я смотрел здесь некоторые темы и там заметил, что вручную понижают модуль упругости в расчетных программах. А для чего и когда не понятно. Я подозреваю, для того чтобы учесть нелинейность деформации... |
|||
|
||||
Приведенная в снипах E - это начальный модуль упругости. При длительном действии нагрузки надо учесть хотя бы ползучесть - ну это только уровень выпускного в детском саду для расчетчиков.
__________________
Велика Россия, а колонну поставить некуда |
||||
|
||||
ага, высчитывается по формуле 6.3 СП63
ЗЫ не "несколько", а "в разы"
__________________
Велика Россия, а колонну поставить некуда |
||||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
M300, ноги у этого растут отсюда:
Цитата:
|
|||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
mainevent100, спасибо.
Почему расчетные программы, например СКАД или ЛИРА автматически не регулируют модуль упругости в зависимости от напряженно-деформационного состояния. К примеру, в СКАДе если выбрать из выпадающего списка "Бетон кл В25" то его модули-коэффициенты и плотность устанавливаются атоматически. Может он так же автоматически их менять при расчете? |
|||
|
||||
При этом я лично никак не обнаружил откуда "растут ноги" у 0,6 для вертикальных внецентренно сжатых элементов. 0,3 - примерно похоже на средневзвешенный коэффициент у плит.
__________________
Велика Россия, а колонну поставить некуда |
||||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
Спасибо за разъяснения.
Мне не понятно лишь одно. "При продолжительном действии нагрузки значения модуля деформаций бетона определяют по формуле (6.3)" Практически всегда на конструкцию действует постоянная нагрузка (собственный вес + вес вышележащих конструкций). То бишь формулой 6.3 надо пользоваться практически всегда? |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
если не учитываете в расчете кратковременную полезную нагрузку, то принимаете модуль по ф.6.3.
если учитываете всю нагрузку (включая кратковременную), то другой. на деле, никто не считает два варианта. обычно или для всех конструкций принимают начальный модуль, без снижения. или снижают коэффициентами 0,6 и 0,3 |
|||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
|
|||
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,712
|
Цитата:
Разные. |
|||
|
||||
|
||||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
В общем, я на скорую руку произвел расчет в СКАДе. Результаты в приложенном файле ПДФ.
Если в кратце, то я замоделил коробку 6х6х3(h). стенки толщ 250 мм и перекрытие толщ 200 мм. Я произвел расчет в двух вариантах: 1 - все элементы с началным модулем упругости, 2 - стены с коэфф 0,6 а перекрытие 0,3. При начальных модулях упругости прогиб плиты оказался меньше чем при пониженных почти в 3 раза. А вот с армированием все гораздо интереснее. Нижнее армирование при начальном модуле упругости вылезло с БОЛЬШИМИ сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 1,08 раза. А верхнее с меньшими сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 0,89 раз. Вот как так??? Прикладываю также сам расчетный файл Последний раз редактировалось M300, 02.11.2016 в 16:06. |
|||
|
||||
Цитата:
__________________
:read: |
||||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
а зачем?
а что удивительного? разница в 10% - это практически никакой разницы. можно снижать жесткость, можно не снижать, армирование от этого практически не поменяется. на опоре чуть меньше, в пролете чуть больше - все это в пределах теории о перераспределении моментов и на безопасности конструкции никак не сказывается |
|||
|
||||
на подбор арматуры снижение модуля упругости влияет чуть больше чем никак. Снижением модулей ты ничего не добьешься и не увидишь, в плане армирования. Все что ты хочешь увидеть,, это нужно делать нелинейный расчет.
__________________
:read: |
||||
|
||||
Регистрация: 09.05.2015
Сообщений: 41
|
Мнение обосновывалось опытным расчетчиком. Одна и та же задача, считалась как условно упругая(секущий модуль деформаций по сп52) и с заданием генетической и физической нелинейности. На сайте жбк.рф есть хорошее обсуждение на эту тему, было сказано, что условно упругий расчёт даёт запас арматуры, чем при учете нелинейной диаграммы бетона и арматурной стали, причём в нелинейном расчёте можно сразу задавать начальные модули упругости, машина сама в несколько итераций пересчитает жесткости.
|
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
Цитата:
не понятно, в чем могут быть запасы упругого расчета? нелинейный расчет влияет на перераспределение усилий в конструкциях, а не их уменьшение. ----- добавлено через ~1 мин. ----- по поводу колонн нижних этажей - еще больше сомнений. основной вклад в их армирование вносит продольная сила (N). Каким образом она может уменьшиться нелинейным расчетом? |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
если на перекрытии есть вертикальная нагрузка, она не может никуда деться, кроме как на несущие стены и колонны, какие бы пластические деформации при этом ни возникали в перекрытиях.
|
|||
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Цитата:
Тут уже вопрос сколько на какой элемент вертикала придёт. Изменение жесткости сильно влияет на усилия в колоннах. |
|||
|
||||
Сообщений: n/a
|
M300, режим "Монтаж". В скаде по крайней мере так зовется. Нагружение здания поэтапно весом отдельных этажей и только затем - эксплуатационными нагрузками. Позволяет более реально описать НДС здания с учетом его возведения. Нижние этажи успевают несколько деформироваться до того, как на них поставят верхние.
http://scadsoft.com/download/2015Kie...i_ne_tolko.ppt - презентация от А.В.Перельмутера об этом деле. Там в начале не очень понятно, ибо презентация должна бы сопровождаться словами автора, может позже найду видео, но на картинки посмотреть все равно можно и даже что-то для себя из них вынести. А если заинтересует - есть у него книжка, вышедшая в 2015 - небольшая, на часок-два чтения - там вот это вот всё расписано с текстом и пояснениями. https://www.youtube.com/watch?v=oZRqiQpSKTo - о, а вот и видео. |
|||
|
||||
Мы выполняли расчет высотного здания, сравнивали армирование конструкций при пониженном модуле упругости: 0.3 - горизонтальные конструкции, 0.6 вертикальные с армированием, которое получалось для конструкций с обычным модулем упругости без понижения. Получили логичную картину: усилия в монолитных зданиях распределяются пропорционально жестокстям, соответственно после понижения жесткости, больше усилий распределилось в вертикальные конструкции, что привело к их увеличению армирования по сравнению с задачей без понижения модулей упругости. Армирование горизонтальных конструкций больше получилось в задаче без понижения жесткости.
|
||||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
Цитата:
откуда появились усилия больше? если в вертикальных увеличились, значит в каких-то уменьшились? |
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
В вашем случае просто больше момента ушло в стену, а значит в заделку, так как относительная жесткость стены увеличилась в 2 раза. И правильно понижать зонами, например зону 1/4 пролета где 0 момент снижать меньше всего, макс момент на опоре а значит и снижение там должно быть больше, чем в пролете и тем более чем в зонах с 0 моментом Последний раз редактировалось мозголом из Самары, 03.11.2016 в 07:35. |
|||
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Вообще мы пришли к такому выводу:
1. если мы хотим подобрать арматуру в колоннах - плиты 0,3Е, стены 0,6Е, колонны 1,0Е 2. если хотим подобрать арматуру в стенах (очень редко) - плиты 0,3Е, стены 1,0Е, колонны 0,6Е 3. плиты считаем отдельно (ещё не встречал случая, при котором усилия в плитах сильно разнились при расчете плиты в составе каркаса или отдельно). Изменение модуля для плит не сильно меняет усилия (в пределах 10-15 % по нашим опытам). - Если коротко "на пальцах" - вертикальные конструкции разной жесткости, разной сжимаемости, соотношение жесткостей стены и колонны несоизмеримое. Т.к. стены меньше деформируются, то собирают бОльшую нагрузку, чем колонны. Чтобы "догрузить" колонны - нужно сделать модуль у колонн максимально возможным (1,0Е), а у стен наоборот снизить (0,6Е). - Обязателен расчет с учетом монтажа. - Понижение модуля у плиты фактически "выключает" её из работы по "перераспределению" усилий. Пример: колонна больше сжалась, чем стена (пусть Uz колонны = 3 мм, Uz стены = 0,5 мм): 1 случай (у плиты 1,0Е) - через жесткую плиту нагрузка перейдет на стену, т.е. фактически нагрузка уйдет с колонны, что есть плохо. 2 случай (у плиты 0,3Е) - гибкая плита не способна передать нагрузку с колонны на стену, нагрузка на колонне осталась, что есть хорошо. Offtop: Сумбурно, но надеюсь донёс мысль ----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
Вы так делаете? На мой взгляд, это трудоемко и мало что даст в плане результата. |
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
Цитата:
Фундаментная плита и первый над фундаментом этаж работает как безраскосая ферма Виренделя. В колоннах возникают большие изгибающие моменты. Если мы меняем жесткость плит в 0,3 а колонн в 0,6, то этим мы еще повышаем момент в колонне, доходит даже до того что одна грань колонны растянута и арматура чуть ли ставится не по трещиностойкости. В реалии же та грань которая растянута резко снижает жесткость и происходит существенное перераспределение момента, что и подтвердит нелинейный расчет. И еще растяжение до какого то значения не вызывает чрезмерного раскрытия трещин, можно сказать армирование растет чуть круче чем линейное увеличение момента ( влияет только фактор прочности) , после армирование резко возрастает с увеличением М т.к. начинает сильно влиять трещиностойкойсть и ни какой линейной зависимости арматуры от М не видим. Вот нелинейный расчет нам может помочь убрать часть момента, за счет снижения жесткости треснувшего элемента, причем сняли М1с перегруженной части и добавили М1 в менее нагруженную, Но арматурном эквиваленте надо снять допустим 50 см2, а положить 30см2, разность 20 см2 возникает не из требований прочности, а трещиностойкости. |
|||
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Если есть стены подвала, то на колоннах небольшие моменты. Если стен подвала нет, то да, на колоннах "страшные усилия". Мы стараемся всегда делать стены в подвале (имею в виду даже при наличии подземных парковок)
|
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
Я сам неоднократно говорю, ну не снизил я жесткость плиты над колонной ну получил я там 70 т*м момент вместо 50т*м . Ну положил я туда 30 см2 арматуры, вместо 20 см2 по нелинейному расчету, предельная нагрузка на плиту только возросла. |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
мозголом из Самары, выкладывайте результат расчета реального здания с БОЛЬШИМИ моментами в колоннах нижних этажей!
можно было бы понять, если бы Вы говорили о крайних колоннах верхнего этажа, где маленькая N и большой опорный момент плиты покрытия. а для нижних этажей при большой N получить момент, который влиял бы на армирование, совсем не просто. |
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
Даже N при расчете колонн переводят в М и на этот М армируют |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
Цитата:
ну не любой. допустим для колонны сечением 500х500 N=500 тонн, случайный эксцентриситет 16,7 мм. Моменты до 500*0,0167=8,35 тонн вообще никак не сказываются на армировании, а это совсем не маленький момент. |
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
|
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
|
|||
|
||||
Личинка проектировщика Регистрация: 15.05.2013
Сообщений: 991
|
Такой вопрос, к практикующим нелинейные расчеты, вы корректируете арматуру после него ?
Допустим, по деформация проходит, критического разрушения кэ нет, ни что никуда не течет, только перераспределение моментов, но арматуры нужно чуть меньше. Если корректируете, то как, ручками по полученным моментам? Получается, Лира Арм считает арматуру только в линейной постановке задачи, а жесткость пересчитывается в каждом шаге приложения нагрузки.
__________________
Специалист по аварийному проектированию. |
|||
|
||||
Цитата:
__________________
:read: |
||||
|
||||
По хорошему стоит объединить эти результаты в Вариации моделей (сейчас это модуль Метеор) и брать огибающее армирование.
Цитата:
Такой эффект можно наблюдать в ростверках или фундаментнах плитах под высотки, после определенной толщины при увеличении толщины жесткость фундаментной плиты будет увеличиваться, из-за этого в неразрезной системе на нее будут перетягиваться большие усилия, соотв. армирование уменьшаться не будет. |
||||
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Offtop: Однажды доигрались, больше не играем |
|||
|
||||
Цитата:
Цитата:
----- добавлено через ~2 мин. ----- Мы нелинейные расчеты практически во всех случаях выполняем для проверки жесткости конструкции (прогибы). Корректировкой армирования, конечно же никто не занимается. Обычно если конструкция не проходит по прогибам принимается решение об ее утолщении, увеличении высоты балки или вводе новых. |
||||
|
||||
Личинка проектировщика Регистрация: 15.05.2013
Сообщений: 991
|
В каком смысле ?
Тогда не пойму смысла со всеми этими плясками, посмотреть на картинку разрушения материала(трещины), поставить галочку "расчет по СП выполнен в полной мере" и потратить при этом немалую часть времени на расчет ? Никто ничего не корректирует, разница в расчетах минимальная, зачем тогда прописывать это мероприятия в нормах, чтобы каждый эксперт мог требовать нелинейный расчет ?
__________________
Специалист по аварийному проектированию. |
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
|
|||
|
||||
В зависимости от процента армирования, уровня нагружения плиты, класса бетона, граничных условий, наличия сжатой арматуры, процента сжатой арматуры от растянутой, учета ползучести. В своей магистерской сравнивал переход от упругого прогиба к нелинейному (вручную по снип, сп, деформационной моделе и в лире) получал такие графики. Это графики для шарнирного опирания опор. При жестком опирании переход от упругого прогиба к неупругому можно снизить на 25-30%. Еще на работе у меня есть старые советские коэффициенты снижающие жесткость, если найду, прикреплю сюда.
Снижение жесткости в 5 раз (к-т 0,2) получал до процента армирования 0,3 при кратковременном загружении и до процента армирования 0,6 при длительном нагружении с учетом ползучести. Это для класса бетона В20 и для нагрузки равной 0,7-0,8 от разрушающего момента (эксплуатационная нагрузка), характеристики материала по 2 ГПС.И в том случае если к-ция армируется только растянутой арматурой в разрезных схемах. |
||||
|
||||
Цитата:
|
||||
|
||||
Посмотрите в прищепке информацию.
|
||||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
Да.
Бывает что и средние колонны наделяются хорошими моментами (когда неудачно расположены) на рис колонны подвала и 1 этажа. Моменты в подвале сильно больше и существенно влияют на армирование. |
|||
|
||||
для монолитных плит, как раз уменьшение прогиба относительно теоретического
__________________
:read: |
||||
|
||||
Цитата:
|
||||
|
||||
Цитата:
__________________
:read: |
||||
|
||||
Это еще не самый худший случай)) Встречал конструктора, который на 8 умножал!) аргументировал тем, что посчитал прогиб шарнирно-опертой плиты 200мм армированной 10кой по снип получил прогиб, разделил его на упругий прогиб для такой плиты и теперь повсюду применяет этот коэффициент.
|
||||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
А максимальный изгиб именно на первом этаже - пространственная работа каркаса, если посмотреть 2 этаж то момент на порядок меньше. |
|||
|
||||
Цитата:
|
||||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
Подытожу. При расчете монолитного каркаса, понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения. То есть проверить по 2 ГПС. Если деформации превышают предельные, то увеличением армирования ситуацию не исправить. Надо либо добавлять связи, либо увеличивать сечение.
Грубо говоря, прежде чем производить подбор арматуры, надо определиться с расчетной схемой и жесткостями с пониженным модулем упругости. |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
мозголом из Самары, это реальный проект или наспех созданная схема для примера?
посмотреть повнимательней не было времени, бросилась в глаза вертикальная нагрузка 1930 тонн на колонну 800х800 мм. Сколько этажей? какой класс бетона и армирование? |
|||
|
||||
Сообщений: n/a
|
Цитата:
Не совсем точно. В ЖБ к 2ГПС относятся и трещины тоже. Плюс крены, осадки и т.д. Цитата:
что? Какие именно связи? Связи с условным диском-землей или связи для увеличения жесткости здания? Возможно, вы имели ввиду "ставить дополнительные опоры, уменьшая пролеты"? Либо снижать нагрузку. Подробности там же - в блоге Ильи. Последний раз редактировалось s7onoff, 03.11.2016 в 14:30. |
|||
|
||||
Цитата:
Подвести итог, в моем понимании, можно такой - считать в упругой постановке и не терять время на весьма сомнительные нелинейности. А с пониженным модулем упругости, плита пролетом метров 10-12 будет иметь форму "простыни", хотя в реальности этого и рядом нет, при адекватной толщине.
__________________
:read: |
||||
|
||||
Зависимость есть, но там не совсем прямая пропорциональность.
Согласен, но например при больших пролетах лучше выполнить расчет в нелинейной постановке для определения прогибов. А для высотного здания рассмотреть вариант с 0.3 для гор-ных и 0.6 для вертикальных кций, чтобы получить перераспределение. |
||||
|
||||
Регистрация: 02.11.2016
Сообщений: 36
|
Цитата:
----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
А в экспертизе не заставят проверить прогиб с жёсткостью 0,3Eb? |
|||
|
||||
Регистрация: 23.10.2016
Сообщений: 278
|
Прошли экспертизу, жилая секция, колонны сборные, ДЖ и плиты монолитные. Одним из пожеланий эксперта было понизить жесткости по СП 52 в плите и ДЖ, в колоннах не понижать так, как она сборная. Тут нет противоречия? Разве с сборном бетоне не протекают те же процессы, что и в монолитном, вынуждающие нас применять секущий модуль деформаций?
|
|||
|
||||
Цитата:
В экспертизу принести можно что угодно, главное самому понимать что и как делал , а эксперты в большинстве своем проверить не могут им главное вывод написать что все окей и это их вполне удовлетворяет
__________________
:read: |
||||
|
||||
Посмотрите еще эти темы. Уже обсуждались подобные вопросы.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33903 http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33609 http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=4990 http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101558 |
||||
|
||||
Регистрация: 30.06.2015
Черноземье
Сообщений: 435
|
формально противоречия нет (не знаю как с научніх точек зрения), єто требование прописано только в СП по монолиту, видел аналогичное замечание в расчетах по панельному дому
|
|||
|
||||
Регистрация: 17.10.2007
Самара
Сообщений: 1,672
|
Цитата:
В колонне: 400*400 N=431 кН М=15 кНм е=1/11.5h 500*500 N=454 кН М=34 кНм е=1/6.68h 700*700 N=484 кН М=83 кНм е=1/4.1h 800*800 N=494 кН М=110 кНм е=1/3.6h Растяжение грани начинается при превышение эксцентриситета 1/6h. В реальных многоэтажных зданиях колонны нижнего этажа особенно крайние и угловые испытывают моменты гораздо большие чем от случайного эксцентриситета и не правильно утверждать, что этого нет. А вот учет трещиностойкости нелинейным расчетом или ручным снижением Е уменьшать момент в них и армирование. |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,093
|
Предполагаю, что в Вашем не реальном проекте задано слабое основание и разности осадок фундаментной плиты не вписываются в нормы (иначе откуда взяться таким моментам).
К тому же, обычно фундаментная плита имеет консольный свес относительно крайних колонн, если добавите его, моменты в этих колоннах должны значительно упасть. |
|||
|
||||
FEA, ЖБК Регистрация: 01.11.2010
Санкт-Петербург
Сообщений: 148
|
Так-то СП 52-103 вообще уже никуда не входит и может быть использован наравне с урочным положением графа де-Рошефора
Проблема-то наших норм в том, что описан алгоритм расчета, который практически невозможно осуществить. Если внимательно почитать, то СП 52-103 (и новый СП 63) нам говорил о том, что в принципе неважно какие жесткости назначать изначально: начальные или пониженные, все равно мы должны прийти к одному результату, так как после первой итерации пересчитаем все жесткости с учетом неупругих свойств ж.б. К сожалению, вторую итерацию можно сделать разве только для небольших зданий и в рамках НИР или специального поверочного расчета, а не в рамках процесса проектирования нового здания. Таким образом, бодаться с экспертом действительно вряд ли нужно, так как закажет еще расчет с учетом реального армирования, ползучести (которая в СП дана на уровне того же детсада без привязки ко времени), нелинейности бетона. Я бы понизил бы модули как они хочут, и сделал бы красивые картинки. А если не проходит, то все равно сделал бы красивые картинки |
|||
|
||||
считаю-рисую-ругаюсь Регистрация: 19.09.2013
SPb/Narva
Сообщений: 163
|
Цитата:
И не забываем что все это считается на огнестойкость. |
|||
|
||||
? Регистрация: 17.06.2014
Царицын
Сообщений: 12,211
|
Серёжа, наплюй на трещины.
__________________
Не откладывайте на завтра! Положите на всё уже сегодня.(с) |
|||
|
||||
Регистрация: 14.05.2014
Сообщений: 322
|
Будет ли правильным такой способ расчета напряжений в объемном теле (для линейной зависимости)? Взять любой Е, а потом напряжения пересчитать с учетом отношения реального модуля упругости и того что был взят для расчета(Е).
__________________
Если часы пробили тринадцать раз, то это не означает, что тринадцатый удар был неверным. |
|||
|
|
Похожие темы | ||||
Тема | Автор | Раздел | Ответов | Последнее сообщение |
Документация Проектировщику на Torrents | DEM | Разное | 262 | 24.02.2024 17:19 |
Как определить количество участков контроля прочности бетона согласно ГОСТ 18105-2010 для монолитных конструкций ? | yarus.khv | Обследование зданий и сооружений | 29 | 15.10.2015 16:25 |
Ищу 45-5.03-158-2009 Бетонные и железобетонные конструкции из напрягающего бетона. Правила проектирования | kardjiev | Поиск литературы, чертежей, моделей и прочих материалов | 3 | 15.08.2012 11:11 |
при расчете конструкции пола какую нагрузку брать? | Марина_D | Конструкции зданий и сооружений | 10 | 27.08.2010 11:45 |