Сделай Сам Свою Работу на 5

Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы.





ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

к курсовому проекту №1

«Железобетонные конструкции многоэтажных промышленных зданий»

 

 

Выполнил:

Студент СФ гр. 102

Кадырбекова А.К

Проверил:

Пахмурин О.Р.

 

Томск 2016

Содержание

 

1. Проектирование ребристой плиты

2. Расчёт неразрезного ригеля

3. Проектирование колонны и монолитного фундамента под колонну

4. Список литературы

 

 


 

Ребристая плита

По результатам компоновки конструктивной схемы перекрытия пусть принята номинальная ширина плиты 1200 мм. Расчётный пролёт плиты при опирании на ригель поверху l0 = l – b/2 = 6000 – 250/2 = 5875 мм = 5,875 м.

Подсчёт нагрузки на 1 м2 перекрытия приведён в таблице 1.

Таблица 1

Нагрузки на 1 м2 ребристой плиты

Вид нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надёжности по нагрузке Расчёт нагрузка, кН/м2
Постоянная: От массы ребристой плиты = 0,105 м ( = 25 кН/м3) 0,105*25 = 2,63 1,1 2,89
От массы пола (по заданию) 1,1 1,2 1,32
Итого: 3,73 - 4,21
Временная(по заданию) 1,2 4,8
В том числе: длительная 2,5   1,2
Кратковременная 1,5 1,2 1,8
Полная нагрузка 7,73 - 9,01
В том числе постоянная и длительная 6,23 - -

 



Расчётные нагрузки на 1 м длины при ширине плиты 1,2 м с учётом коэффициента надёжности по назначению здания = 1 (класс ответственности здания I).

- для расчётов по первой группе предельных состояний:

q = 9,01*1,2*1 = 10,812 кН/м

- для расчётов по второй группе предельных состояний:

полная qtot = 7,73*1,2*1 = 9,27кН/м

длительная ql = 6,23*1,2*1 =7,48кН/м

Расчётные усилия:

- для расчёта по первой группе предельных состояний:

М = ql02/8 = 10,81*5,8752/8 =46,65кН*м

Q = ql0/2 = 31,75 кН

- для расчётов по второй группе предельных состояний:

Мtot = qtot l02/8 =9,27*5,8752/8 = 40 кН*м

Мl = ql l02/8 = 7,48*5,8752/8 = 32,25кН*м

Назначаем геометрические размеры сечения плиты(рис. 1, а)

2Æ12К1500
14А600

Рис. 1. Поперечные сечения ребристой плиты:а – основные размеры; б – к расчёту по прочности; в – к расчёту по образованию трещин

Нормативные и расчётные характеристики бетона класса В30 находим по приложению I[1]: Rb,n = Rb,ser = 22 МПа, Rb = 17 МПа, Rbt,n = Rbt,ser = 1,75 МПа, Rbt = 1,15 МПа, Eb = 32500 МПа.

Нормативные и расчётные характеристики напрягаемой арматуры класса K1500 находим по приложению II [1]:



Rs,n = Rs,ser = 1500 МПа; Rs = 1300 МПа; Es = 195000 МПа;

Назначаем величину предварительного напряжения арматуры в соответствии с требованиями с п.9.1.1[5]:

= 1000 Мпа< Rs,n = 0,8*1500 =1200 МПа ˃ 0,3* Rs,n = 450 МПа.

Расчёт ребристой плиты по предельным состояниям первой группы.

Расчёт прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси, М = 46,65кН*м. Сечение тавровое (рис. 1, б) с полкой в сжатой зоне. Согласно п.8.1.11[5] при расчётная ширина полки bf = 1160 мм. h0 = h – a = 350 – 30 = 320 мм. Проверяем условие (3.23) [9]:

, т.е. граница сжатой зоны проходит в полке и расчёт производим как для прямоугольного сечения шириной b= bf=1160 мм согласно п. 3.14[9].

Определим значение αm по формуле (3.9)[3]

По таблице 4.2. приложения 4 для класса арматуры К1500 и находим принимаем γs3 =1,1

Требуемую площадь сечения арматуры вычисляем по формуле (3.10)[9], для этого определяем и коэффициент γs3, учитывающий сопротивление напрягаемой арматуры выше условного предела текучести, согласно п.3.9.[9].

Принимаем 2Æ12К1500 (Аsp = 181,2 мм2).

Расчёт полки на местный изгиб.

Расчётный пролёт согласно рис. 1, а будет равен

Нагрузка на 1 м2 полки толщиной 50 мм будет равна:

,

где - толщина плиты, м;

- плотность тяжёлого железобетона, кН/м3 ;

- коэффициент надёжности по нагрузке;

- постоянная нормативная нагрузка от массы пола, кН/м2 ;

- временная нормативная нагрузка, кН/м2 ;

- коэффициент надёжности по назначению здания.

Изгибающий момент для полосы шириной 1 м определяем с учётом частичной заделки полки плиты в ребрах по формуле Рабочая высота расчётного сечения прямоугольного профиля . Арматура Æ4В500(Rs = 435 МПа, αR=0,372). Тогда, при αm = M/(Rbbh02) = 0,654*106/(17*1000*282) = 0,049< =0,372, требуемая площадь продольной рабочей арматуры сетки на ширине 1 м будет равна:



)/435=55

Принимаем сетку с поперечной рабочей арматурой Æ4В500 с шагом s = 100 мм(8Æ4В500, АS=100.5 мм2).

Проверка прочности ребристой плиты по сечениям, наклонным к продольной оси.Согласно требованиям 5.12[9] будем армировать каждое ребро плиты плоским каркасом с поперечными стержнями из арматуры класса В500, диаметром 4 мм( ) с шагом sw = 150 мм <h0/2=320/2 = 160 мм.

Находим усилие обжатия от растянутой продольной арматуры:

При этом , .

Прочность бетонной полосы проверяем из условия

т.е прочность бетонной полосы обеспечена.

Геометрические размеры расчётного сечения даны на рисунке 1, б.

По формуле (3.55)[9] определим усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента:

По формуле (3.53а)[9] определяем коэффициент φn. Для этого, принимая A1= bh= 140*350 =49000 мм2, вычислим:

Проверим условие;

0.25

Находим Мb по формуле (3.52)[9]:

.5 b

Находим

Определяем длину проекции с не выгоднейшего наклонного сечения и проекцию наклонной трещины c0 согласно п.3.33 [9].

Т.к. 1668,4>3h0 = 960 мм => принимаем , и т.к. c0=c= 960>2h0 = 640 мм, тогда принимаем c0 = 640 мм.

Тогда поэтому принимаем

Проверяем условие (3.50)[9], принимая Q в конце наклонного сечения, т.е. .

, т.е. прочность наклонного сечения обеспечена.

Согласно п. 3.36[9] определим sw,max по формуле (3.67)[9]:

, т.е. требования п. 3.36[3] удовлетворены.

 

 

Расчёт плиты по второй группе предельных состояний.

Согласно требованиям п. 8.2.6 [5], представленным в таблице IV.4 приложения IV[1], в ребристой плите, армированной напрягаемой арматурой класса К-7 диаметром 12 мм допускается непродолжительное раскрытие трещин шириной и продолжительное - . Для расчетного пролета 5,875 м относительное значение предельного прогиба из эстетических требований равно 1/150 - (1/150 – 1/200) х (5,875 -3)/(6 - 3) = =0,00507, и, следовательно величина предельного прогиба составляет

Геометрические характеристики приведенного сечения.

Площадь бетонного сечения: A=1160*50+(350-50)*140=100000мм2

Площадь приведенного сечения:

Статический момент относительно нижней грани сечения:

Расстояние от нижней грани до центра тяжести приведенного сечения:

Момент инерции приведенного сечения:

Момент сопротивления приведенного сечения по нижней зоне:

Момент сопротивления приведенного сечения по верхней зоне:

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки r=29.59мм

Назначаем передаточную прочность бетона МПа, Rbp =20MПа удовлетворяющую требованиям п.6.1.6 [13].

Определяем потерь предварительного напряжения арматуры.

Потери от релаксации напряжений в арматуре

Потери от температурного перепада при заданном естественном твердении бетона отсутствуют, т.е. .

Потери от деформации стальной формы =0 , поскольку усилие обжатия передается на упоры стенда.

Потери от деформации анкеров, расположенных натяжных устройств

Где Δl=2мм (принято при отсутствии данных),а l=7000мм- расстояние между наружными гранями упоров (на 1000мм больше номинальной длины плиты).

Полные значения первых потерь предварительного напряжения арматуры равны:

Δ

Усилие обжатия с учётом первых потерь будет равно

P(1)=Asp*(σsp-Δσsp(1))=181.2*(1000-102.38)=162.6kH

При отсутствии в верхней зоне ребристой плиты напрягаемой арматуры эксцентриситет усилия обжатия относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен

Максимальное сжимающие напряжения в бетоне σbp от действия усилия P(1) на уровне нижнего растянутого волокна при ys=y=249.12 мм без учета собственного веса плиты определяем по формуле (9.14) [13]:

σbp требование п.9.1.11 [13] выполняется.

Определяем вторые потери напряжений в соответствии с п.9.1.8 и 9.1.9 [13].

Потери от усадки бетона

Δ

где εb,sh=0.0002- деформация усадки бетона классов В35 и ниже.

С учетом тепловой обработки Δ

Для определения потерь от ползучести бетона вычислим напряжение в бетоне σbp в середине пролета плиты от действия силы P(1) и изгибающего момента Mw от массы плиты.

Нагрузка от собственной массы плиты (см. табл.7) равна.

, тогдa

Напряжение σbp на уровне напрягаемой арматуры (т.е. при ysp=e0p1), будет равно

1.6+6.33=7.93MПа (сжатие).

Напряжение σbp ′ на уровне крайнего сжатого волокна при эксплуатации будут равны:

Потери от ползучести бетона определяем по формуле 9.9 [13], принимая значения и Eb по классу бетона равному МПа, поскольку передаточная прочность бетона меньше 70% класса бетона В30. Для бетона класса В20 по таблицам 1.3 и 1.4 приложения I находим: МПа, (при влажности 60%).

Определяем потери от ползучести бетона:

- на уровне растянутой напрягаемой арматуры

Где

С учетом тепловой обработки

- на уровне крайнего сжатого волокна потери напряжений от ползучести бетона

Полные значения первых и вторых потерь предварительного напряжения равны:

= + 46.67+0+0+55.71+39+102.15=243.53Мпа>100МПа

С учетом всех потерь напряжения в напрягаемой арматуре будут равны:

МПа

Усилие обжатия с учетом всех потерь определяем по формуле (9.13) [13]: P= кН

Эксцентриситет усилия обжатия Р относительно центра тяжести приведенного сечения будет равен

мм

 

Для выяснения необходимости расчета по ширине раскрытия трещин и выявления случая расчета по деформациям, выполним расчет по образованию трещин по формуле (9.36) [13]:

29,59)=40.9kHм>Mtot=40kHм

трещины в нормальном сечении образуются. Здесь 1,3 γ = принято по таблице IV.5 приложения IV.

Расчет по раскрытию трещин выполняем в соответствии с требованиями п.п.4.2 – 4.12 [18].

По формуле (4.12) [18] вычислим приращение напряжения в напрягаемой арматуре от действия постоянных и длительных нагрузок

при действии М=Мl=32,25кНм

Поскольку

Вычисляем коэффициент , учитывающий работу свесов в сжатой зоне сечения по формуле

Согласно п.8,2.16 [13], коэффициент приведения стержневой горячекатаной арматуры к бетону будет равен:

и определяем

Тогда приращение напряжений в напрягаемой арматуре от действия постоянных и длительных нагрузок, вычисленное по формуле (4.12) [18] составит:

Аналогично определяем значение σs.crc при: Ms=Mcrc=40.9kHм

По таблице IV.6 приложения IV при

находим

По формуле (4.17) [18] при определим

коэффициент учитывающий неравномерность деформации растянутой арматуры на участке между трещинами,

Определяем расстояние между трещинами ls . Высота зоны растянутого бетона, определенная как для упругого материала, будет равна

С учетом неупругих деформаций растянутого бетона

что меньше h/2=350/2=175мм.

Поскольку принимаем тогда площадь растянутого бетона будет равна

Тогда

Так как вычисленное

Принимаем .

По формуле (8.128) [13] определяем ширину продолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок:

мм

где - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки;

- коэффициент, учитывающий периодический профиль арматуры;

- для изгибаемых элементов.

Ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок вычислим по формуле (4.19) [18]:

ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок при

ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок при M=

При

По таблице IV.6 приложения IV при

Определяем тогда

Приращение напряжений в арматуре от действия длительных нагрузок составит:

По формуле (4.17) [18] при МПа определим коэффициент

По формуле (8.128) [13] определяем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок:

Вычисляем ширину непродолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок (при

.0*0.5*1.0*1.84*60.8/195000*400=0.115мм

Ширина непродолжительного раскрытия трещин от действия всех нагрузок будет равна:

Расчет прогибов плиты в середине пролета от действия постоянных и длительных нагрузок выполняем в соответствии с требованиями пп.4.16 – 4.20 и 4.24 [18].

Вычисляем величину приведенного модуля деформации сжатого бетона по формуле: МПа, где

при влажности 60% (см. табл.1.4 приложения I). Значение коэффициента приведения арматуры к бетону для арматуры растянутой зоны будет равно:

Тогда при

и по таблице IV.7 приложения IV находим

Согласно формуле (4.40) [3] кривизна от длительных нагрузок будет равна:

По формуле (4.31) [18] определим кривизну, обусловленную остаточным выгибом вследствие усадки и ползучести бетона:

Полная кривизна в середине пролета от постоянных и длительных нагрузок равна:

Прогиб плиты определяем по формуле (4.25) [18], принимая согласно таблице IV.8 приложения IV значение :

 

Неразрезной ригель

Назначаем предварительные размеры поперечного сечения ригеля. Высота сечения

Ширина сечения ригеля:

Вычисляем расчетную нагрузку на 1 м длины ригеля. Нагрузка на ригель от ребристых плит считается равномерно распределенной. Ширина грузовой полосы на ригель равна шагу колонн в продольном направлении здания 6 м. Подсчет нагрузок на 1м2 перекрытия приведен в табл. 1.

Постоянная нагрузка на ригель будет равна:

- от перекрытия (с учетом коэффициента надежности по назначению здания ) 4,21*6.0*1.0=25.26 кН/м;

- от веса ригеля (сечение 0,25 х 0,65 м, плотность железобетона с учётом коэффициента надёжности и ). 0,25*0,65*25*1,1*1.0=4.47 кН/м. Итого: g=25.26+4,47=29.73 кН/м.

Временная нагрузка(с учётом )

Полная нагрузка ;

Определение изгибающих моментов и поперечных сил.

Изгибающие моменты неразрезной балки при расчёте по упругой схеме как с одинаковыми, так и с разными пролётами можно определить методами строительной механики или методом конечных элементов на ЭВМ с использованием, например, программного продукта – «МИРАЖ», «SCAD», «ЛИРА» В случае равных пролётов изгибающие моменты и поперечные силы можно вычислить инженерным методом по формулам М=(α*g+β*v)*l2 Q=(y*g+δ*v)*l; где α, β, γ, δ – табличные коэффициенты (см. прил.1), g – постоянная нагрузка, v – временная нагрузка. Вычисление изгибающих моментов и поперечных сил для различных схем загружения четырех пролетного ригеля постоянной и временными (полезными) нагрузками приведено в табл10.

 

Схема загружения пролетов Пролетные моменты Опорные моменты Поперечные силы
  М1 М2 М3 МВ МС QA QD
  0,080 137.38 0,025 42.93 0,080 137.38 -0,10 -171.7 -0,100 -171.7 0,40 87.6 -0,6 -131 0,5 109.4 -0,5 -109 0,60 -0,4 -87.6
  0,101 173.44 -0,05 -85.86 0,101 173.44 -0,050 -85.86 -0,050 -85.86 0,45 98.5 -0,55 -120 0,55 -0,4 -87.6
  -0,025 -42.93 0,075 128.8 -0,025 -42.93 -0,050 -85.86 -0,050 -85.86 -0,05 -10,9 -0,05 -10,9 0,5 109.4 -0,5 -109 0,05 10,9 0,05 10,9
  0,075 128.8 0,5 858.6 0,075 128.8 -0,117 -200,9 -0,033 -56.66 0,38 83.2 -0,62 -135.7 0,583 127.6 -0,42 -91.9 0,03 6,56 0,03 6.56
  0,097 166.57 -0,025 -42.93 0,097 166.57 -0,067 -115 -0,017 -29.19 0,43 94.1 -0,57 -124.8 0,083 18.17 0,083 18.17 -0,02 -3,72 -0,02 -3,72
Невыгод-нейщая 1+2 310.82 1+3 171.73 1+2 310.82 1+4 -372.6 1+2 -257.56 1+2 186.1 1+4 -266.7 1+4 1+3 -218 1+2 1+2 -175.2
 

 

По данным табл. 5 для всех указанных комбинаций нагрузок (1+2, 1+3...1+5) строим эпюры моментов на ригеле и эпюры поперечных сил (рис. 11). Учёт пластических деформаций при расчёте неразрезного ригеля при неизменной величине нагрузки производим путём уменьшения значения максимального опорного момента, полученного из расчёта по упругой схеме до 30%. Такое регулирование внутренних усилий происходит за счет так называемого самонапряжения, вызываемого действием лишнего неизвестного – опорного момента. Эпюры самонапряжения имеют треугольное очертание с вершинами на опорах. С этой целью к эпюре моментов (рис. 11., эпюра 1+4) прибавим треугольную выравнивающую эпюру моментов с ординатой на опоре В:

М=347,25-268,24=79,1кНм что составляет22,75% где МВ=268,24 значение момента от загружения 1+5.

В результате сложения добавочной эпюре с вышеуказанной эпюрой получим эпюру моментов с наибольшим моментом.

МВ=268,24кНм возможно дальнейшее перераспределение, например уменьшение опорного момента на опоре С до значения МСВ=241,37кНм

В результате сложения этой эпюры с указанной выше, получим огибающую эпюру моментов с выравненными опорными моментами, что даёт возможность унифицировать конструкции стыков сборных ригелей.

Изгибающий момент на грани опоры (колонны)

МГРВ-Q =268.24-(84.21+102.29) =240.265kHм

 

Однако большее значение Мгр возникает при схеме загружения 1+4 со стороны пролёта, загруженного только постоянной нагрузкой

MГР=268.24-84.21 =255.61kHм.

В соответствии с этим методом, перед построением огибающих эпюр моментов и поперечных сил необходимо определить значения изгибающих моментов и поперечных сил в однопролетной балке от полной расчетной нагрузки и от постоянной нагрузки. Затем на опоре В и на опоре Д откладываем в масштабе значения изгибающих моментов, вычисленные по формуле

МСВ= = =241,48 кНм

Значения опорных моментов соединяем ломанной линией (ЛОМ) и подвешиваем ординаты балочных изгибающих моментов в середине каждого пролета от полной расчетной и от постоянной нагрузки также в том же масштабе, что и опорные моменты. Полученная таким образом, огибающая эпюра моментов, построена с учетом перераспределения усилий.

Ниже приведена огибающая эпюра поперечных сил, ординаты которой вычислены по формулам: для полной расчетной нагрузки:

QA=Qq+ =222,414- =190.64kH

для постоянной нагрузки: q=29,73kH/m

При вычислении ординат огибающей эпюры поперечных сил от полной расчетной и постоянной нагрузок значения поперечных сил и изгибающих моментов принимаются со своими знаками.

Значение ординат максимальных моментов в первом и во втором пролетах вычисляем по формулам:

Здесь

Эпюры поперечных сил перераспределению не подлежат. Характеристики бетона для ригеля приведены в таблице 11.

 

Нормативные и расчётные характеристики бетона, Мпа

Класс бетона Вид бетона Для предельных состояний   Ев
Первой группы Второй группы
Rb Rbt Rbn=Rb.ser Rbt.n=Rbt.ser
В30 тяжелый 1.15 1.75

Продольная арматура класса А500 Rs=435МПа Еs=20000МПа

По табл. IV.1 приложения IV для изгибаемого элемента из тяжёлого бетона класса В30 с арматурой класса А500 находим αR=0.372 ξR=0.493.

Расчёт прочности ригеля по сечениям, нормальным к продольной оси. Схему армирования ригеля принимаем согласно рис. 13, в.

Сечение в первом пролете М=310,74 кНм

h0=h-a=650-60=590мм

Подбор продольной арматуры производим согласно п.3.21[17].

Вычисляем: αm= .372

следовательно сжатая арматура не требуется.

При находим

ղ=0,5+0,5

тогда требуемую площадь растянутой арматуры определим по формуле

Аs= .

Принимаем 4 ∅22 А500(Аs=1520мм2).

Сечение на опоре В: М=310,74кН;

Изгибающий момент по грани колонны по оси В:

h0=590-45=545мм;

Принимаем 2 ∅36А500 (Аs=2036мм2). Монтажную арматуру принимаем 2∅12 А500 ( Аs=226мм2).

Сечение во втором пролёте: М= 422,59кНм

=422,59* 435*0.712 *545)=2503,5мм2

Принимаем 4 ∅32 А500 ( ).

Сечение на опоре С армируется так же, как на опоре В.

Расчёт прочности ригеля по сечениям, наклонным к продольной оси. Максимальная поперечная сила на опоре В:

Определяем требуемую интенсивность поперечных стержней согласно п.3.33,б [17], принимая в опорном сечении

По формуле (3.46) [2] определяем:

Mb=1.5*Rbt*b* =1.5*1.15*250*6172=164,2*106Hмм=164,2kHм

Вычислим Qb1=2 .

Поскольку Qb1<2*Mb/h0-Qmax=2*164,2/0.617-254,19=278kH

то требуемую интенсивность поперечных стержней qsw определяем по формуле (3.53) [17], так как

Qb1>Rbt*b*h0=1.15*250*617=177,4kH

qsw=(Qmax-Qb1)/1.5/h0= при этом соблюдается условие (3,49): qsw<0.25*Rbt*b=0.25*1.15*250=71.87H/мм принимаем

qsw=71.87H/мм.

Из условия сварки с продольной рабочей арматурой, принимаем поперечные стержни ∅6 В500 (Rsw=300 МПа).

При двух каркасах в расчетном сечении имеем Asw=57мм2 требуемый по расчету шаг поперечных стержней должен быть равен

Sw=

Согласно п.5.21[17] шаг поперечных стержней у опоры должен быть не более

0.5*h0=0.5*617=308.5мм и не более 300 мм. Максимально допустимый шаг поперечных стержней вычисляем:

Smax=Rbt*b*h02/Qmax=1.15*250*6172/(254.19*103)=430мм.

Принимаем шаг поперечных стержней мм, Sw=200мм удовлетворяющий расчетным и конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней

qsw=Rsw*Asw/Sw=300*57/200=85.5kH/m>71.87kH/m.

Шаг поперечных стержней в пролете ригеля должен быть не более 0.75*h0=0.75*617=462.75мм и не более 500мм.

Принимаем шаг поперечных стержней в пролете мм, sw=380мм, удовлетворяющий конструктивным требованиям с фактической интенсивностью поперечных стержней

qsw2=Rsw*Asw/Sw2=300*57/380=45H/мм.

Для определения минимальной длины участка ригеля с интенсивностью поперечных стержней qsw1 в соответствии с п.3.34[17] вычисляем

Δqsw=0.75*(qsw1-qsw2)=0.75*(71.87-45)=20.15H/мм.

Так как Δqsw<q1=58.53 Н/мм, то величину l1 (см. рис.2.18,б) вычисляем по формуле (3.58) [2]:

l1=C-

l1=0.761мм.

С= но поскольку С=2070мм>3*h0=3*617=1851мм, принимаем С=1851мм; с учетом условия С0=С, но не более 2*h0=2*617=1234мм.

Проверяем прочность наклонной полосы между наклонными трещинами по условию (3.43) [17]:

0,3*Rb*b*h0=0.3*17*250*617=786.675kH>Qmax=254.19kH, прочность наклонной полосы обеспечена.

 








Не нашли, что искали? Воспользуйтесь поиском по сайту:



©2015 - 2024 stydopedia.ru Все материалы защищены законодательством РФ.