Расчет электронной пушки 
p align="left">;Н/мм2=340.7 МПа < Rs,ser=500 МПа (требование п. 4.15 СНиПа [2]). Ширина раскрытия трещин составит: 0,36 мм = acrc2 = 0,36 мм, т.е. ширина раскрытия трещин лежит в допустимых пределах. 5. Расчет сборного ригеля поперечной рамыДля сборного железобетонного перекрытия, план и разрез которого представлены на рис. 1, требуется рассчитать сборный ригель. Сетка колонн l lк = 6.75.7 м. Для ригеля крайнего пролета построить эпюры моментов и арматуры.1. Дополнительные данныеБетон тяжелый, класс бетона B20, коэффициент работы бетона гb1 = 1,0. Расчетные сопротивления бетона с учетом гb1 = 1,0 равны:Rb = 1,0•11,5 = 11,5 МПа;Rbt = 1,0•0,9 = 0,9 МПа. Продольная и поперечная арматура - класса A500. Коэффициент снижения временной нагрузки к1=0,75.2. Расчетные пролеты ригеляПредварительно назначаем сечение колонн 400400 мм (hc = 400 мм), вылет консолей lc = 300 мм. Расчетные пролеты ригеля равны:крайний пролет l1 = l-1,5hc-2lc = 5,7 - 1,5 • 0,4 - 2 • 0,3 = 4,5 м;средний пролет l2 = l - hc - 2lc = 6,7 - 0,4 - 2 • 0,3 = 4,7 м.3. Расчетные нагрузкиНагрузка на ригель собирается с грузовой полосы шириной lк = 6,7 м, равной расстоянию между осями ригелей (по lк/2 с каждой стороны от оси ригеля).а) постоянная нагрузка (с гn = 0,95 и гѓ = 1,1):вес железобетонных плит с заливкой швов:0,95•1,1•3•6,7 = 21 кН/м;вес пола и перегородок:0,95•1,1•2,5•6,7 = 17.5 кН/м;собственный вес ригеля сечением bh 0,30,6 м (размеры задаются ориентировочно)0,95•1,1•0,3•0,6•25 = 4,7 кН/м;итого: постоянная нагрузка g = 43.2 кН/м.б) Временная нагрузка с коэффициентом снижения к1 = 0,75 (с гn = 0,95 и гѓ = 1,2):с = 0,95•0,75•1,2•8.5•6,0 = 41.42 кН/м.Полная расчетная нагрузка: q = g + с = 43.2 + 41.42 = 84.62 кН/м.4. Расчетные изгибающие моменты.В крайнем пролете: кНм На крайней опоре: кНм В средних пролетах и на средних опорах: кНм Отрицательные моменты в пролетах при p/ с = 41.42 / 43.2 = 0,96 1,0: в крайнем пролете для точки «4» при в = - 0,010 M4=в (g+с) l12 = -0,010 •84.62•4,5 2 = -17 кН•м; в среднем пролете для точки «6» при в= -0,013 M6=в (g+с) l22 = -0,013•84.62•4.7 2 = - 24.3 кН•м. 5. Расчетные поперечные силы На крайней опоре: QA = 0,45ql1 = 0,45•84.62•4,5 = 171.4 кН. На опоре B слева: 0,55 84.62 4, 5 = 209.4 кН. На опоре B справа и на средних опорах: 0,5 84.62 4.7 = 198.9 кН. 6. Расчет ригеля на прочность по нормальным сечениям Для арматуры класса A500 оR = 0,49 (см. расчет продольного ребра плиты). Принимаем ширину сечения b=300мм. Высоту ригеля определяем по опорному моменту MB = 117 кН•м, задаваясь значением о = 0,35 < оR = 0,49. Находим бm = о (1 - 0,5о) = 0,35(1 - 0,5•0,35) = 0,289. Сечение рассчитывается как прямоугольное по формуле (1): мм; h = h0+a = 343+65 = 408 мм; принимаем h = 450 мм (h/b = 450/300 = 1,5). Расчет арматуры Расчетное сопротивление арматуры класса A500 будет Rs = 435 МПа. Расчет производится по формулам: Аs = а) Крайний пролет. M1 = 142.7 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h - a = 450 - 65 = 385 мм (арматура расположена в два ряда по высоте) Аs = 1023 мм2. Принимаем арматуру 2Ш16 A500 + 2Ш20 A500 с АS = 402 + 628 = 1030 мм2. Проверяем условие бm < бR: бR = оR(1-0,5 оR) = 0,49(1-0,5•0,49) = 0,37 Таким образом, условие бm = 0,279 < бR = 0,37 выполняется, т.е. для сечения ригеля с наибольшим моментом M1 условие выполняется. б) Средний пролет. M2 = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h-a = 450-60=390 мм (арматура расположена в два ряда по высоте) Аs = 791мм2 принято 214 A500 и 218 A500 с As = 308 + 509 = 817 мм2. в) Средняя опора. MB = MC = M = 117 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = h - a = 450-65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм) Аs = 805мм2 принято 225 A500 с As = 982 мм2. г) Крайняя опора. MA = 85.7 кН•м; h0 = h - a = 450 - 65 = 385 мм (арматура расположена в один ряд с защитным слоем 50 мм); Аs = 565 мм2 принято 220 A500 с As = 628 мм2. д) Верхняя пролетная арматура среднего пролета по моменту в сечении «6» M6 = 24.3 кН•м; b = 300 мм; h = 450 мм; h0 = =h - a = 450-35=415мм (однорядная арматура); Аs = 138 мм2 принято 210 A500 с As= 157 мм2. е) Верхняя пролетная арматура крайнего пролета по моменту в сечении «4» M4 = 17 кН•м; h0 = h - a = 415 мм (однорядная арматура); Аs = 96.9 мм2 принято 28 А500 с As = 101 мм2. 7. Расчет ригеля на прочность по наклонным сечениям на действие поперечных сил В крайнем и средних пролетах ригеля устанавливаем по два плоских сварных каркаса с односторонним расположением рабочих продольных стержней. Наибольший диаметр продольных стержней в каждом каркасе d = 25 мм. Qmax = 209.4 кН. Бетон В20 (Rb = 11,5МПа; Rbt = 0,9МПа гb1 = 1,0 Так как нагрузка на ригель включает ее временную составляющую). Принимаем во всех пролетах поперечные стержни из стали класса А-II (А300) диаметром dsw = 6 мм (Asw = 28.3 мм2). Принятый диаметр поперечных стержней удовлетворяет требованиям обеспечения качественной сварки, расчетное сопротивление поперечных стержней принимаем, согласно Приложения, равным Rsw = 300 МПа. Количество поперечных стержней в нормальном сечении равно числу плоских сварных каркасов в элементе, т.е. n=2. Вычисляем Asw=n•Asw1=2•28,3=56.6 мм2; RswAsw = 300•56.6 = 16980 H. Сечение прямоугольное с шириной b=300 мм и высотой h = 450 мм. Рабочая высота сечения на приопорных участках h0 = 385 мм (см. расчет продольной арматуры). В крайнем и среднем пролетах ригеля шаг поперечных стержней:предварительно принимаем Sw1=100мм (S1?0,5h0; S1?300 мм); Sw2=250 мм (S2 ?0,75h0; S2 ?500мм). 1. Проверки на прочность наклонной сжатой полосы: 0,3 Rb b h0 = 0,3 11,5 300 385 = 398.48 кH > QMAX = 209.4 кН т.е. прочность полосы обеспечена 2. Проверка прочности наклонного сечения Н/ мм. Поскольку qsw=169.8 Н/мм > 0,25Rbtb = 0,25•0,9•300 = 67,5 Н/мм - хомуты полностью учитываются в расчете и Мb определяется по формуле: Н мм = 60.03 кН м. кН/м Поскольку cмм < 3h0 = 3 • 385 = 1155 мм Принимаем c = 969 мм, c0= 2•385=770 мм; 98060 H = 98.06 кН кН кН (147.5) Проверка условия кН > Q=147.5 кН, условие прочности обеспечивается. Проверка требования мм > Sw1=100 мм т.е. принятый шаг Sw1=100 мм удовлетворяет требованиям СП [4]. Определение приопорного участка При равномерно распределённой нагрузке длина приопорного участка определяется в зависимости от: 76.41 Н/мм, где: Н/ мм. qsw2 = 67.92 Н/мм > 0,25 Rbt b = 0,25 0,9 300 = 67,5 Н/ мм - условие выполняется, т.е. Mb и Qb,max не пересчитываем. Так как Н/ мм > q1 =63.91 Н/ мм, то: , мм где = 51975 Н Обрыв продольной арматуры в пролете. Построение эпюры арматуры. По изложенному выше расчету определяется площадь продольной рабочей арматуры в опасных участках сечения: в пролетах и на опорах, где действует наибольшие по абсолютной величине моменты. Для определения места обрыва продольной арматуры строятся огибающая эпюра изгибающих моментов от внешних нагрузок и эпюра арматуры, представляет собой изображение несущей способности сечений ригеля Мult. Моменты в пяти точках определяются по формуле: Расчетные моменты эпюры арматуры, которое может воспринять балка в каждом сечении при имеющихся в этих сечениях растянутой арматуры, определяется по формуле: , где ,мм - высота сжатой зоны. AS - площадь арматуры в рассматриваемом сечении. Место действия обрыва стержней отстаёт от теоретического на расстоянии W, принимаемом не менее величины, определяемой по формуле: Q - расчетная поперечная сила в месте теоретического обрыва стержня; qsw - усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента на рассматриваемом участке; d - диаметр обрываемого стержня. При правильном подборе и распределении продольной арматуры по длине ригеля эпюра арматуры Mult повсюду охватывает огибающую эпюру моментов M, нигде не врезаясь в нее, но и не удаляясь от нее слишком далеко в расчетных сечениях. В таком случае во всех сечениях ригеля, будет выполнятся условие прочности по моменту M<Mult и обеспечения экономичности расходование арматуры. Построение эпюры арматуры ниже иллюстрируется на примере рассчитываемого ригеля рамы. Согласно заданию, построение эпюр производиться для крайнего пролета. Подсчет моментов сведен в табл. 2, при этом отрицательные моменты в пролете вычисляются для отношения p/g = 41.42/43.2 1. Таблица 2 |
Крайний пролет «0 - 5» | | M = q l12 = 84.62 4,52 = 1713.6· (кНм) | | Сечения | 0 | 1 | 2 | 2' | 3 | 4 | 5 | | Положительные моменты | | - | 0,037 | 0,079 | 0,0833 | 0,077 | 0,030 | - | | | +М | - | 63.4 | 135.4 | 142.7 | 132 | 51.4 | - | | Отрицательные моменты | | -0,050 | -0,003 | +0,021 | - | +0,018 | -0,010 | -0,0625 | | | -М | -85.68 | -5.14 | +36 | - | +30.8 | -17 | -117 | | |
Нулевые точки эпюры положительных моментов располагаются на расстоянии 0,1 l1= 0,45 м от грани левой опоры и 0,125 l1 = 0,56 м от грани правой опоры. Огибающая эпюра моментов приведена на рис. 11. Под ней построена эпюра поперечных сил для крайнего пролета. Ординаты эпюры Мult вычисляются через площади фактически принятой ранее арматуры и откладываются на том же чертеже. На положительные моменты На наибольший положительный момент M1 принята арматура 220 и 216 А500 с Аs = 1030мм2. мм 435 1030 (385 - 0,5 130) = 143.4 кНм Ввиду убывания положительного момента к опорам, часть арматуры можно не доводить до опор, оборвав в пролете. Рекомендуется до опор доводить не менее 50% расчетной площади арматуры. Примем, что до опор доводится 2Ш20 A500 с АS = 628 мм2. Момент Мult, отвечающий этой арматуре, получим пропорционально ее площади: мм 435 628 (385 - 0,5 79) = 94.4 кНм На отрицательные опорные моменты: На момент МA принята арматура 2Ш20 А500 с АS=628 мм2. мм, 435 628 (385 - 0,5 79) = 94.4 кНм На момент МB = МC принята арматура 2Ш25 А500 с АS=982 мм2. мм 435 982 (385 - 0,5 123.8) = 138 кНм На отрицательные пролетные моменты На момент М4 принята арматура 2Ш8 А500 с АS=101 мм2. мм 435 101 (415 - 0,5 12.7) = 17.95 кНм Обрываемые пролетные и опорные стержни заводятся за место теоретического обрыва на величину W. Расстояние от опорных стержней до мест теоретического обрыва стержней а определяется из эпюры графически. В сечении 2 каркаса ( dsw= 6 мм; Аsw1=28.3 мм2; Аsw=56.6 мм2; Rsw= 300 МПа) H/мм. Значения W будут (см. рис.11): для пролетных стержней 225 A- II (А300) слева:407 мм < 20d = 500 мм справа: 512 мм > 20d = 500 мм; для надопорных стержней слева 2Ш28 А300: 504 мм < 20d = 560 мм справа 236 A-II (А300) 629 мм < 20d = 720 мм Принято W1= 500 мм; W2 = 550 мм; W3 = 600 мм; W4 = 750 мм. 6. Расчет сборной железобетонной колонныСетка колонн м Высота этажей между отметками чистого пола - 3.3 м. Нормативное значение временной нагрузки на междуэтажные перекрытия 8.5 кH/м2, расчетное значение снеговой нагрузки на покрытие - 2.4 кH/м2 (для г.Ярославля). Кратковременная нагрузка превышает 10% от всей временной. Коэффициент снижения ее на междуэтажных перекрытиях к2=0,8. Коэффициент надежности по назначению здания n=0,95. Основные размеры ребристых плит и ригелей перекрытий и покрытия принимаются по предыдущему расчету. Толщина пола - 100 мм. Бетон тяжелый класса B25, продольная арматура - класса A400, поперечная арматура - класса A240. Расчет колонны на сжатие Полная грузовая площадь для одной внутренней колонны составит 5.76,7=38.19 м2. Подсчет нагрузок на грузовую площадь сведен в таблицу. Нагрузку от собственного веса конструкций покрытия и междуэтажных конструкций принимаем по данным предыдущего расчёта. Колонну принимаем сечением 400Ч400 (мм). Собственный вес колонны длиной 3.3 м с учетом веса двухсторонней консоли будет: Нормативный - 0,95[0,40,43.3 +(0,30,45+0,30,3) 0,4] 25 = 14.68кН. Расчетный - 1,114.68 = 16.15 кН. Расчет колонны по прочности на сжатие производим для двух схем загружения: Расчет колонны по условиям первой схемы загруженияЗа расчетное принимаем верхнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне оси ригеля перекрытия этого этажа. Расчет выполняется на комбинацию усилий Mmax-N, отвечающую загружению временной нагрузкой одного из примыкающих к колонне пролетов ригеля перекрытия 1-го этажа и сплошному загружению остальных перекрытий и покрытия.а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.Постоянная и временная нагрузки на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех межэтажных перекрытий, кроме того перекрытия 1-го этажа; собирается с полной грузовой площади 38.19 м2. Постоянная нагрузка от перекрытия 1-го этажа собирается с полной грузовой площади. |
Вид нагрузки | Нагрузка (кН/м2)ЧЧ | Нормативн. нагрузка (кН) | | Расчетная нагрузка | | А. Нагрузка на перекрытие | | | 1. Собственный вес конструкций кровли(ковер, утеплитель, стяжка и пр.)2. Вес железобетонной конструкции покрытия. 3. Временная нагрузка (снег) | 2,9538.190,953,838.190,95 2.438.190,95 | 107.03137.9 87.1 | 1,31,1 1/0,7 | 139.15151.7 124.4 | | Полная нагрузка | | 332.03 | | 415.25 | | Б. Нагрузка на межэтажное перекрытие | | | 1. Вес железобетонных конструкций перекрытия2. Вес пола и перегородок3. Временная нагрузка с коэф. снижения к2=0,8 0,88.5=6.8 кН/м2 | 3,838.190,952,538.190,956.838.190,95 | 137.990.7246.7 | 1,11,11,2 | 151.799.8296 | | Полная нагрузка | | 475.3 | | 547.5 | | |
Временная нагрузка на перекрытие 1-го этажа собирается с половины грузовой площади, учитывается полосовое ее расположение через пролет. Расчетная продольная сила N в расчетном сечении колонны с учетом собственного веса двух ее верхних этажей, расположенных выше рассматриваемого сечения: N=415.25+3547.5-296/2+316.15=1958.2 кН.Расчетный изгибающий момент М.Для определения момента М в расчетном сечении 1 колонны временную нагрузку на ригеле перекрытия 1-го этажа располагаем в одном из примыкающих к колонне пролетов. Величина расчетной временной нагрузки на 1 м длины ригеля с учетом коэффициента снижения к2=0,8: кН.Расчетные высоты колонн будут: для первого этажаН1=Н1эт+0.15-hпол-hпл-hриг/2=3.3+0,15-0,1-0,5-0,45 /2=2.625 м.для второго этажаН2=Н2эт=3.3 м.Линейные моменты инерции:- колонны сечением 400Ч400 мм: Для первого этажа м3Для второго этажа м3.- ригеля сечением 300Ч450 мм, пролетом l=5.7 м:м3.Расчетный изгибающий момент М в расчетном сечении колонны по формуле:кНм.б) Расчет колонны по прочности.Принимая условно всю нагрузку длительно действующей, имеем NL=1958.2 кН и ML=50,67 кНм; l0=H1=2.625 м.Для тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=14,5Ч0,9=13.05МПа, модуль упругости бетона Еb=30000 МПа.Для продольной арматуры класса А400 расчетное сопротивление Rs=Rsc=355 МПа; модуль упругости Еs=200000 МПа.h0=h-a=400-50=350 мм (предварительно а=50 мм).необходим учет прогиба колонныт.е. значение М не корректируем. т.к. вся нагрузка принята длительно действующей.Так какпринимаем Задаемся м = 0,0185; Жесткость колонны:Критическая сила:;;кНм;; ;Если Допускается приниматьПроверка(0.3%)Расчет колонны по усилиям второй схемы загруженияЗа расчетное принимается нижнее сечение колонны 1-го этажа, расположенное на уровне верха фундамента. Расчет выполняется на комбинацию усилий Nmax-M, отвечающих сплошному загружению временной нагрузкой всех междуэтажных перекрытий и покрытия.а) Определение усилий в колонне. Расчетная продольная сила N.Постоянная и временная нагрузка на одну внутреннюю колонну от покрытия и всех перекрытий собираются с полной грузовой площади. Учитывается также собственный вес колонны высотой в три этажа. На основании данных таблицы получим:N=415.25+3547.5+416.15=2122.35 кН.Расчетный изгибающий момент М.Поскольку здание имеет жесткую конструктивную схему и пролеты ригеля, примыкающие к рассматриваемой колонне слева и справа, равны, то при сплошном загружении временной нагрузкой покрытия и всех междуэтажных перекрытий изгибающий момент в сечении колонны будет равен нулю.б) Расчет колонны на прочность.В нижнем сечении колонны 1-го этажа действует продольная сила N=2122.35 кН. Изгибающий момент в сечении М=0. Поскольку расчетный эксцентриситет с0=М/N=0, сечение рассчитывается на сжатие продольной силой N=2122.35 кН, приложенной со случайным эксцентриситетом е0. Так как вся временная нагрузка принята длительной, то Nl=N=2122.35 кН. При Nl/N=1 и l0/h=6.6 для тяжелого бетона находиммм2.Коэффициент армирования: Процент армирования 0.39% т.е. лежит в пределах оптимального армирования.Таким образом, в результате проведённых расчётов видим, что Аs,tot=638 мм2 > Аs+Аs =2247=494 мм2.Поэтому продольную рабочую арматуру подбираем по наибольшей требуемой площадиАs,tot=638 мм2.Принимаем 6Ш12 A500 с АS=679 мм2 (+6.4%)Принятую продольную арматуру пропускаем по всей длине рассчитываемой монтажной единицы без обрывов. Колонна армируется сварным каркасом из арматуры диаметром 8 мм класса А240 с шагом S = 400мм. 7. Расчет консоли колонныКонсоль колонны предназначена для опирания ригеля рамы. Консоли колонны бетонируются одновременно с ее стволом, поэтому выполняется также из тяжелого бетона класса В25 имеем расчетное сопротивление бетона Rb=13.05 МПа, Rbt=0,945 МПа, модуль упругости бетона Еb=30000 МПа. Продольная арматура выполняется из стали класса A400 с расчетным сопротивлением Rs=355 МПа. Поперечное армирование коротких консолей выполняется в виде горизонтальных двухветвевых хомутов из стержней диаметром 8мм класса А240. Модуль упругости поперечных стержней Еs=200000МПа. Консоль воспринимает нагрузку от одного междуэтажного перекрытия с грузовой площади щ/2 = 19.095 м2.Расчетная поперечная сила передаваемая на консоль, составляет:Q=547.5/2=273.75 кН. Принимаем вылет консоли lc=300 мм, высоту сечения консоли в месте примыкания ее к колонне, h=600мм. Угол наклона сжатой грани консоли к горизонту . Высота сечения у свободного края h1=600-300=300 мм > h/3=200 мм. Рабочая высота опорного сечения консоли h0=h-a=600-50=550 мм. Поскольку lc=300<0.9h=495мм, консоль короткая.Расстояние от приложения силы Q до опорного сечения консоли будет:a= lc-lsup/2=300-240/2=180мм.Проверяем прочность бетона на смятие под опорной площадкой:МПа < Rb=13.05 МПа.Проверяем условие прочности по наклонной сжатой полосе:Принимаем шаг горизонтальных хомутов Sw=150 мм.Asw=nAsw1=2Ч50.3=100.6 мм2. Проверяем условие прочности:= 0,8 1,06 13.05 400 211,2 0,88 = 822703 H Площадь сечения продольной горизонтальной арматуры консоли As определяют по изгибающему моменту у грани колонны (в опорном сечении консоли), увеличенному на 25% за счет возможности отклонения фактического приложения нагрузки Q на консоль от ее теоретического положения в неблагоприятную сторону: M=1,25Q a. М=1,25Qа=1,25273.750,18=61.59 кН·м. Площадь сечения арматуры будет равна: мм2. Принимаем 2Ш16 A400 с АS=402 мм2 . Список литературы СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия [Текст]: утв. Госстроем России 29.05.2003: взамен СНиП II-6-74: дата введения 01.01.87. - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 44 с. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции [Текст]: Госстрой СССР - М.: ЦИТП, 1989. - 85 с. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004. - М.: ГУП НИИЖБ, 2004. - 26 с. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры [Текст]: утв. Государственным комитетом Российской Федерации по строительству и жилищно-коммунальному комплексу от 30.06.2003: взамен СНиП 2.03.01-84: дата введ. 01.03.2004. - М.: ГУП НИИЖБ, 2004. - 55 с. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]: Научно-исследовательский институт бетона и железобетона Госстроя СССР. - М.: Стройиздат, 1975. - 192 с. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]: ГПИ Ленингр. Промстройпроект Госстроя СССР, ЦНИИпромзданий Госстроя СССР. - М.: Стройиздат, 1978. - 175 с. Байков, В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс [Текст]: учеб. для вузов / В. Н. Байков, Э. Е. Сигалов. Изд. 5-е, перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991. - 767 с.: ил. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций [Текст]. - М.: Стройиздат, 1975. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного напряжения) [Текст]. М.: Стройиздат, 1978. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры. [Текст]. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.
Страницы: 1, 2
|
|
