Каркас промышленного здания со встроенной рабочей площадкой

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Исходные данные

1. Пролет главной балки - 12.5м.

2. Пролет вспомогательной балки - 6м.

3. Шаг главных балок - 2.5м.

4. Толщина плиты - 12см.

5. Отметка верха плиты - 7.2м.

6. Нормативная (полезная) нагрузка - 17кН?мІ.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

2. Компоновочное решение

Проектирование сооружения начинаем с назначения компоновочной схемы, в которой за основу, принимаем балочную клетку нормального типа, опирающуюся на центрально-сжатые колонны. Устойчивость сооружения в плоскости главных балок обеспечивается путем примыкания этих балок к жесткому блоку (для рабочих площадок - это каркас здания цеха). В плоскости, перпендикулярной главным балкам, устойчивость сооружения обеспечивается путем постановки связей по колоннам, т.е. созданием диска.

Шаг вспомогательных (второстепенных) балок “а”назначается из условия Lпл = n?a, (а = 1,3 ? 3 м, n = 4 ? 8 м), так чтобы n было четным числом. n = Lпл/a = 12,5м/2,5м = 5

Пролет вспомогательных балок “B” равен шагу главных балок, статическую схему вспомогательных балок принимаем в виде однопролетных шарнирно-опертых балок.

3. Расчет и конструирование балок

3.1 Вспомогательные балки

3.1.1 Сбор нагрузок

Нагрузка на вспомогательные и все нижележащие конструкции состоит из постоянной составляющей и временной (полезной) нагрузки.

Сбор нагрузок на рабочую площадку.

Таблица 1

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение нагрузки кН/м2	гf	Расчетное значение нагрузки кН/м2
А. Постоянные нагрузки
1	Пол асфальтобетонный д=80мм. с= 18кН/м3 p1= д? с=0,08м?18кН/м3=	1,44	1,3	1,87
2	Монтажная Ж/Б плита д=120мм. с= 25кН/м3 p2= д? с=0,12м?25кН/м3=	3	1,1	3,3
3	Собственный вес вспомогательных балок p3= 0,3кН/м2	0,3	1,05	0,32
Итого	4,74		5,49
Б. временная (полезная)
4	Нагрузка q =1700кг/м2	17	1,2	20,4
Всего (p+q)	21,74		25,89

3.1.2 Силовой расчет

Погонная нагрузка на вспомогательные балки равна:

q = (p + q)?a = 25.89?2.5 = 64.72кН/м.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Опорные реакции:

Ra = Rb = q?l / 2 = 64.72?6 / 2 = 194.17кН.

Максимальный изгибающий момент:

Mmax = q?l2/ 8 = 64.72?6? / 8 = 291.24кН?м.

Максимальная поперечная сила:

Qmax = q?l / 2 = 64.72?6 / 2 = 194,16 кН.

3.1.3 Назначение типа сечения вспомогательных балок и марки стали

Сечение принимаем в виде прокатного двутавра с параллельными гранями полок.

Марка стали Ст245. ( Таб. 50. СНиП II - 23 - 81)

Расчетное сопротивление марки стали Ry (по пределу текучести) принимаем по СНиП. Ry = 240Мпа. Ryн = 245Мпа.

Сечение балок назначаем из условия прочности:

у = Mmax / Wmin Ry?гc,

где Мmax - максимальный расчетный изгибающий момент в балке;

Wmin - момент сопротивления сечения балки, т.е. требуемый Wтр;

гс - коэффициент условия работы балки, принимаем равный гс = 1

по СНиП II-23-81*, табл.6

Из условия прочности находим требуемый момент сопротивления:

Wтр = Мmax / Ry?гc

Wтр = (291,24?103? Н?м )/(240?106?(Н/м2)) = 1213.5см?.

Зная Wтр = 1213.5см?, подбираем по сортаменту прокатных двутавров балок, ближайший номер профиля с избытком, Wx > Wтр и выписываем из сортамента для него геометрические характеристики:

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Двутавр №45:

Wx = 1231см?;

Ix = 27696см4;

Iy = 808см4;

Sx = 708 см?;

b = 160мм;

t = 14,2мм;

tw = 9мм;

h = 450мм.

По известной толщине полки двутавра (размер t), уточняем Ry (Ry = 240МПА без изменения) и проводим проверку прочности.

По нормальным напряжениям:

у = (291.24?103?Н?м) /(1231?10-6?м3) = 233.6МПа < 240 МПа.

Проверка прочности выполняется.

Проверка по касательным напряжениям:

ф = (Qmax?Sx)/(Ix?tw) Rs?гc

Qmax -наибольшая поперечная сила . Qmax=194.16кН

Sx - статический момент сдвигаемой части сечения. Sx=708 см3

Ix - момент инерции всего сечения. Ix=27696 см4

tw - толщина стенки балки, мм. tw=9мм

Rs - расчетное сопротивление стали сдвигу. Rs=0.58 Ryn/гm=0.58?(245МПа/1,025) = 138,63 МПа., где гm - по СНиП 2.01.07 -85 таб. 10.

ф = (194.1?103?Н?708?см3)/(27696?см4?0.9?см) 138.63МПа

ф = 55.14МПа 138.63МПа

Проверка прочности выполняется.

Проверку деформативности балок производим от действия нормативных нагрузок и при равномерно распределенной нагрузке используем формулу

? = 5?gн?l3/384?E?Ix |?н|,

l - пролет балки, равный B = 6м;

gн = (p + q) ?a = 21.74?2.5 = 54.35 Кн/м2;

Е = 206000МПа;

|?н| - нормируемый относительный прогиб балки, принимаем |?н| = 6/200 = 0.03

?н = (5?54.35?(Кн/м2)?(6?м)4)/(2.06?105? МПа?27696?см4) = 0.03,

?н = 0.016 0.03

проверка деформативности выполняется.

3.2 Главные балки

3.2.1 Определение расчетного пролета и нагрузок

Расчетный пролет ' l ' зависит от конструктивного решения опорных частей балок. При опирании балки на стальную колонну сверху, расчетный пролет ' l ' равен расстоянию между осями колонн. В соответствии с заданием принимаем l =12.5м.

Нагрузку на главные балки принимаем в виде сосредоточенных сил, передаваемых второстепенными балками. Величина этих сил определяется по формуле

P = 2?Ra?б = 2?194.16?1.03 = 400 Кн.

где б - коэффициент учитывающий собственный вес балки.

n = Lпл/a = 12,5м/2,5м = 5 пролетов.

Rc = Rd = (n?P)/2 = (5?400Кн)/2 = 1000Кн.

Qmax = 1000 - 200 = 800 Кн

Мmax = 7500 - 1500 - 2000 - 1000 = 3000 Кн.

Выбираем сталь для главной балки. По СНиП II - 23-81/ Вторая группа сталей. Берем сталь С255 ( толщина от 20 до 40 мм.) Ry = 230 МПа, Ryn = 235 МПа.

3.2.3 Компоновка сечения и проверка прочности и общей устойчивости

Главные балки проектируются сварными составного сечения. Тип сечения - симметричный двутавр. Компоновка сечения начинается с назначения высоты балки ' h '. В нашем случае высота балки назначается исходя из двух критериев:

1. Из условия экономичности.

2. Из условия жесткости балки.

h = 0.1?l = 0.1?12.5 = 1.2? 1.3

где h - высота балки, l - пролет главной балки;

Исходя из условия минимального расхода стали, высота балки определяется при h ? 1.3 по формуле:

hопт = k?Wтр/tw

к = 1.15 - для балок постоянного сечения;

гс = 1.

Wтр = Mmax/Ry?гc = 3000КН/230МПА?1 = 13000 см?,

tw = [7 + 3? (h,м)] = 7 + 3?1.25 = 10.75мм,

hопт = 1.15?13000см3/1.075см = 126.5см.

Из условия обеспечения требуемой жесткости:

hmin= [5?Ry?гc?l?|l/?|?(pн+qн)]/[24?E?(p+q)]

hmin =

(5?230МПа?1?12.5м?250?21.74(Кн/м2))/(24*2.06?105МПа?25.89(Кн/м2)) = 0.61м = 61см.

Из полученных высот hопт, hmin принимаем большую h = hопт =

126.5см =1.26м, следуя рекомендациям при h>1м - принимаем h кратную 10см, т.е. h = 1.3м.

Минимально допустимая толщина стенки из условия прочности на срез определяется по формуле:

tw(min) 1.5?Qрасч/(hef ?Rs?гc)

где Rs - расчетное сопротивление стали сдвигу в зависимости от значения Ry.

Rs = 0.58 Ryn/гm = 0.58?235МПа/1.025 = 132.97 МПа;

hef - расчетная высота стенки в первом приближении принимаем равной hef = 0.97?h.

hef = 0.97?130см = 126.1 см

tw(min) (1.5?800КН)/(126.1 см?132.97МПа?1) =7,16см

Т.к. tw(min) > 6мм, то согласно сортаменту, принимаем толщину стенки tw = 8мм.

Для определения значений bf, tf необходимо найти требуемую площадь пояса Аf по формуле:

Af = 2? (Ix - Iw)/h?

где Ix - требуемый момент инерции, определяемый по формуле:

Ix = (Wтр?h)/2,

Iw - момент инерции стенки сечения, определяемый по формуле:

Iw = (tw?hef ?)/12

Ix = 13000см3?130см/2 = 845000см4,

Iw = 0,8см?(126,1см)?/12 = 133676.2см4,

получаем:

Af = 2?(845000см4 - 133676.2см4)/(130см)? = 84.18 см2.

Ширину пояса выбираем из условия:

bf = (1/3 ?1/5)h,

tf = Af/bf,

bf и tf назначаем с учетом сортамента на листовую сталь, при этом должно выполняться условие

bf/tf < |bf/tf| E/Ry.

tf = Af/bf = 84.18см2/44см = 1.91см.

bf = 1/3?130см = 43.33 см = 44 см

Проверим условие.

44/1,94 ?2.06?105/230 ? 29.9

23?29.92 условие примерно выполнено.

В соответствии с сортаментом и расчетом принимаем следующие величины по

ГОСТ 82-70:

tw = 0.8см, hef = 126.1см, tf = 1.91см, bf = 44 см., h = 130 см

Назначаем окончательное значение:

A = Aw + 2?Af

Aw = hef?tw = 0.8см?126.1см = 100.8см?,

2? Af = 2?84.18 = 168.36 см2,

А = 100.8см2 + 168.36см2 = 269.24см?,

Ix = Iw + 2?If

Iw = tw?hef3/12 = 0.8см? (126.1см)?/12 = 133676.17см4,

If =2?(bf?tf3/12 + tf?bf?(hef/2 + tf/2))2 = 2?(44см?(1.91см)3/12 + 1.91см?44см?(126.1см/2 + 1.91см/2)2 = 688614.33,

Ix = 133676.17см4 + 688614.33см4 = 822290.5см4,

Wx = Ix/(h/2),

Wx = 2?822290.5см4/130см = 12650.62см?,

Sx = tf*bf*(hef + tf)/2 + tw*hef/2*hef/4,

Sx = 1.91см?44см?(126.1см + 1.91 см)/2 + 0.8см?126.1см/2?126.1см/4 = 6969.1см?.

Прочность сечения проверяем, исходя из предположения упругой работы стали

у = Mрасч/Wx Ry?гc,

у = 3000Кн?м/12650.62см3 = 237МПа.

Имеет место перенапряжение. Так как не выполняется условие прочности, то необходимо увеличить ширину полки tf.

Увеличиваем tf с 1.91 см до 2.2 см.

Проведем пересчет некоторых значений:

A = Aw + 2?Af = 100.8см2 + 2?2.2см?44см = 294.4 см2,

Ix = 930461.3см4,

Wx = 14314.79см?,

Sx = 7799.8 см?.

у = 3000Кн?м/14314.79см3 = 209.64 МПа. Так как имеет место небольшое недонапряжение то уменьшим значение bf на 4 см до 40 см.

Повторный пересчет:

A = 276.8 см2, Ix = 858026.3см4, Wx = 13200.4см3, Sx = 7235.321см3.

Окончательная проверка по нормальным напряжениям.

у = 3000Кн?м/858026.3см4 = 227МПа.< 230МПа. Условие выполнено.

Проверка прочности по касательным напряжениям.

ф = (Qmax?Sx)/(Ix?tw) Rs?гc

Rs=0.58 Ryn/гm=0.58?(230МПа/1,025) = 130.1МПа

ф = (800кН?7235.321см3)/(858026.3см4?0.8см) 130.1МПа

ф = 84.32 Мпа ? 130.1 МПа. Условие выполнено.

Необходимо проверить прочность стенки на совместное действие уx и фxy.

уx2 + 3фxy2 ? 1/15Ry? гc

уx = (Мmax?hef)/2Ix = (3000000Н?м?1.26)/(2?85.80м4) = 22 МПа

фxy = Qmax/(tw?hef) = 800000Н/(0.008м?1.26м) = 79.3 МПа

222 + 79.32 = 139.1МПа ? 149.5 МПа.

Условие выполнено.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

3.2.5 Проверка местной устойчивости

Стенки балок для обеспечения их местной устойчивости следует укреплять поперечными ребрами, поставленными на всю высоту стенки. Ребра жесткости устанавливаем в случае, если значения условной гибкости стенки:

лw = hef/tw?Ry/E > 3.2,

лw = (126.1см/0.8см)?v230МПА/206000МПа = 5.26 > 3.2.

При этом расстояние между поперечными ребрами вдоль балки принимаем а=2.5м,которое не должно превышать, а 2?hef. Поперечные ребра также устанавливаться в местах приложения неподвижных сосредоточенных нагрузок, от вспомогательных балок и на опорах.

Ширина выступающей части ребра:

bh hef/30 + 40мм,

bh 1261мм/30 + 40мм = 82мм ? 90 мм.

после округления до размера кратного 10мм, получим bh = 90мм.

Толщина ребра:

ts 2*bh *Ry/E,

ts = 2?82мм?230МПА/206000МПА = 5.4мм,

принимаем по сортаменту ts = 6мм.

Расчет на устойчивость стенки проверяем по формуле:

(у/уcr)? + (ф/фcr)? 1

уcr = Ccr?Ry/лw,

Ccr = 35.5,

уcr = 35.5?230МПА/5.26? = 295.1МПА.

фcr = 10.3? (1 + (0.76/м?))?Rs/лef?,

м - отношение большей стороны отсека балки к меньшей, т.е.:

м = a/hef = 2.5м/1.26м = 1.98,

лef = (d/tw) ?Ry/E,

d - меньшая из сторон отсека балки, т.е. hef = 1.26м;

лef = (126.1см/0.8см)?230МПА/206000МПа = 5.2,

фcr = 10.3? (1 + (0.76/1.98?)?132.97МПа/5.2? = 50.46МПА.

у = (М/Ix) ?y,

ф = Q/(tw?hef),

y = hef/2.

M и Q - средние значения момента и поперечной силы в пределах отсека балки.

Проверяем 3 отсек. М = 3000КН. Q = 0.

у = (3000000Н?м?0.63м/858026.3?10-8м4 = 220МПА,

ф = 0

(220/295.11)? = 0.734 < 1.

Устойчивость отсека обеспечена.

Также выполним проверку для второго отсека:

М = 2500КН?м

Q = 400КН

у = (2500000Н?м?0.63м/858026.3?10-8м4 = 180МПА,

ф = 400000Н/(0.008м?1.26м) = 39.6МПА

(180/295.11)? + (39.6/60.46)2 = 0.89 < 1. Устойчивость отсека обеспечена.

Проверка первого отсека.

М = 1000КН?м

Q = 800КН

у = (1000000Н?м?0.63м/858026.3?10-8м4 = 73.4МПА,

ф = 800000Н/(0.008м?1.26м) = 79.3МПА

(73.4/295.11)? + (79.3/60.46)2 = 1.32 > 1. Так как устойчивость в крайних отсеках не обеспечена. То в этих отсеках необходимо поставить дополнительные ребра. Рассматриваем наиболее интенсивный отсек - квадрат с а = hef.

Q = 800КН

М = 1000КН?м

a = hef = 1.26м. м = a/hef = 1.26м/1.26м = 1,

лef = (125см/0.8см)?230МПА/206000МПа = 5.15

фcr = 10.3? (1 + (0.76/1?)?132.97МПа/5.15? = 90.88МПА

(73.4/295.11)? + (79.3/90.88)2 = 0.89 < 1. Устойчивость обеспечена. Таким образом в крайних отсеках необходимо поставить по дополнительному ребру посередине.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

3.2.6.Расчет поясных швов, опорных частей балок, узлов сопряжений балок

Расчет поясных швов сводится к определению требуемого катета углового сварного шва Кf. В балках, проектируемых, из одной марки стали, при статической нагрузке требуемый катет шва равен:

Kf (Qрасч*Sf1)/(2*Ix1*вf*Rwf*гwf*гc)

где Sf1 - статический момент полки балки = 3834.34 см3;

вf = 1.1 - коэффициент, для автоматической сварки стали с Ry до 580МПа;

гwf = 1 - коэффициент условия работы шва;

Rwf = 180МПа - расчетное сопротивление сварного углового шва условному срезу, определяется по СНиП II-23-81, табл.3;

Ix1 - момент инерции = 640721.2747 см4,

гс = 1.

Кf (800000Н?3834.34?106м3)/(2?640721.27?108м4?1.1?180?106(Н/м2)?1?1) = 0.0012м = 1.2мм .

Принимаем Кf = 6мм.

Участок стенки составной балки над опорой должен укрепляться опорным ребром жесткости и рассчитываться на продольный изгиб из плоскости как стойка высотой ls = h, нагруженная опорной реакцией Vr. В расчетное сечение включается, кроме опорных ребер и часть стенки.

Участок балки над опорой укрепляется опорным ребром жесткости. Площадь опорного ребра определяется из условия смятия торца.

у = V/A? Rp? гc, где Rp = Run/гm

Aтр = (V? гm)/( Run? гc) = (800?103Н?1.025)(361?106(Н/м2)) = 22.71 см2

ts = Aтр/bh = 22.71см2/32см =0.7 см = 7 мм

Принимаем bh = 32 см, ts = 8мм.

у = V/ц?A Ry?гc,

где А - расчетная площадь стойки, равная:

A = bh?ts + 0.65?tw??E/Ry,

A = 32см?0.8см + 0.65*0.8см??206000/230 = 38.04см?;

ц - коэффициент продольного изгиба, определяемый по СНиП , в зависимости от гибкости:

л = lef/ix, lef = h = 130см

ix = Ix/A,

где Ix - для расчетного сечения;

Ix = (ts?bh?)/12 + (0.65?E/Ry?tw?)/12 =

= (0.8см?32см?)/12 + (0.65?206000/230?0.8см?)/12 = 2185.363см4,

тогда

ix = 2185.363см4/38.04см2 = 7.57см, л = 130/7.57 = 17.17,

принимаем

ц = 0.975,

у = (800?103Н)/(38.04?10-4м2?0,975?106) = 215МПа < 230МПа

Сопряжение вспомогательных балок с главными, по условиям задания рассчитываем для случая примыкания вспомогательной балки к поперечному ребру жесткости главной балки. Сопряжение производим на сварке.

Расчет сопряжения заключается в назначении требуемого катета шва Кf. Длина шва lщ, определяется высотой стенки вспомогательной балки lщ = hef -1см, где hef = 0.85?h - высота стенки прокатной балки до закругления. При проектировании ребер главных и вспомогательных балок из одной стали катет шва, равен:

Kf V/(вf?lщ?Rщf?гщfгc)

где V - реакция вспомогательной балки;

hef = 0.85?130 = 110.5 см,

lщ = 110.5см - 1см = 109.5см,

Kf 194.15?103Н/(1.1?109.5см?180Мпа?1?1) = 0,0046м= 0,46см = 5мм.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

4. Расчет и конструирование колонн

площадка каркас балка колонна

4.1 Выбор расчетной схемы

Определение расчетной сжимающей силы на колонну производим суммированием опорных реакций главных балок:

N = 2?k?V

где k = 1.01 - коэффициент, учитывающий собственный вес колонны;

N = 2?1.01?1000КН = 2020КН

Условия опирания колонн на фундаменты и схема связей по колоннам определяется следующими требованиями. Необходимо обеспечить геометрическую неизменяемость сооружения в плоскости и из плоскости главных балок. Из плоскости главных балок геометрическая неизменяемость, как правило, обеспечивается установкой вертикальных связей по колоннам. В плоскости главных балок путем прикрепления их к неподвижным точкам (каркасу здания).

При этом необходимо стремиться к обеспечению равно устойчивости колонн

ix/iy = lef,x/lef,y

Это достигается путем рационального выбора типа сечения и правильной ориентации его в плане сооружения. Так как N< 2200 КН, то сечение колоны будет представлено в виде двух швеллеров соединенных между собой полками внутрь с помощью планок.( сквозное сечение).

Геометрическую длину колонны lk, определяем по формуле:

lk = Hпл - (tп + h) + (0.4 - 0.6)м

где Нпл - отметка верха плиты настила;

tп - толщина плиты;

h - высота главной балки на опоре;

(0.4 - 0.6) - величина заглубления верха фундамента относительно отметки чистого пола.

lk = 7.2м - (0.12м + 1.3м) + 0.6м = 6.38м.

Расчетные длины колонны:

lef,x = lk?мx; lef,y = lk?мy

где мx, мy - коэффициенты приведения длины колонны, устанавливаются по СНиП II-23-81. табл.71,а:

мx = 1, мy = 1;

тогда

lef,x = 1?6.38 = 6.38м; lef,y = 1?6.38 = 6.38м.

4.2 Компоновка сечения колонны

Требуемую площадь сечения колонны, определяем по формуле:

Aтр = N/2ц?Ry?гc

где ц - коэффициент, на этапе компоновки определяем по предварительно заданной гибкости лз, значение которой принимаем по графику «Методические указания.». При N =2020кН, лз = 65, тогда ц = 0.810.

Ry - принимаем для толщин стали t = 2- 20мм по СНиП II-23-81 , табл.51, Ry = 240МПа;

гс = 1.

Атр = 2020?103Н/(2?0.810?240?106(Н/м2) = 51.9 см?.

По определенной площади подбираем швеллер их сортамента.

Ближайший по площади швеллер № 33 со следующими характеристиками:

h = 330мм,

b = 105мм,

s = 7мм,

t = 11.7мм,

A = 46.5см2,

Ix = 7980см4,

Wx = 484см3,

ix = 13.1см,

iy = 2.97см,

Sx = 281см3,

Iy = 410см4.

Определим количество планок на колоне, приняв лз = 30, ds = 15см

m ? lk/( л1?iy + ds) - 1 = (638см/(30?2.97 + 15см)) - 1 = 5.12 = 6 штук.

Найдем длину ветви.

lв = lk/(m +1) = 638/7 = 91.1 см

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Найдем фактическую гибкость ветви и колоны:

л1 = lв/iy = 91.1см/2.97 = 30.67

лx = lef,x/ix = 638см/13.1см = 48.7

л1 = lв/iy = 91.1см/2.97 = 30.67

лx = лef = ?лy2 + л12 » лy = ?лx2 - л12 = v48.72 - 30.672 =38.18

iy,тр = lef,y/ л y = 638см/38.18 =16.71см

bтр = iy,тр/0.44 = 37.97 ? 38 см

b = 38см >2bf + 100мм = 2?10.5см + 10см = 31 см. 38>31. Условие выполнено.

Для обеспечения работы колонны, как безраскосой фермы, планки должны обладать достаточной изгибной жесткостью относительно собственной оси x1-x1, поэтом высота планки ds=(0.5…0.8)b.

ds = 0.7?b = 0.7?38 = 26.6см.

ts = (1/15) ?ds = 266мм/25 = 10.6мм = 11 мм.

ls = b - (bшвеллера?2) + 10ts = 38см - 21см - 11см = 28 см.

ts > ls/50 = 1.1 >0.56 Условие выполнено.

4.3 Проверка сечения колонны

Для принятого сечения определяем фактические геометрические характеристики А, Ix, Iy, ix, iy и проводим проверки.

A = 2A0 = 46.5?2 = 93 см2,

Ix = 2 Ix0 = 2?7980 = 15960см4,

Iy = 2(Iy0 + A0(b/2-z0)2) = 2(410см4 + 46.5см2?(38см/2 - 2.59см)) = 25863.79 см4.

iy = v Iy/2A = v25863/79см4/93см2?2 = 11.79см

ix = ix0 = 13.1см,

лx = lef,x/ix = 638см/13.1см = 48.7,

лy = lef,y/iy = 638см/11.79см = 54.11

лx ,лy - выбираем максимальную гибкость - лy.

По лy находим ц. ц = 0.825.

Проверка по нормальным напряжениям.

N/Anetto Ry?гс,

2020?103Н/93?10-4м2 = 217МПа <240МПА. Условие выполнено.

Проверка общей устойчмивости.

N/ц?Abr Ry?гс,

Abr = b?h = 38см?33см = 1254см2,

2020?103Н/(0.825?0.125м2) = 19.5МПА < 240 МПА. Устойчивость обеспечена.

Проверка планок колонны.

Расчет планок центрально - сжатых колонн и их соединений ведут на усилия, возникающие от условной поперечной силы, которую принимают постоянной по всей длине колонны:

Qfic = 7.15?10-6?(230 - E/Ry)?N/ ц

При лx = 48.7 ц = 0.852

Qfic = 7.15?10-6?(230 - 206000/240)?2020?103Н/ 0.852 = 24.94КН.

Условная поперечная сила распределяется поровну между планками двух граней:

Qs = Qfic/2 = 24.94КН/2 = 12.47 КН

В каждой планке возникает поперечная сила:

Fs = Qs?lв/b = 91.1см?12.47КН/38см = 29.89КН,

Изгибающий момент в месте прикрепления к ветвям:

Ms = Qs? lв/2 = 12.47КН?91.1см/2 = 568 КН?см.

Проверка прочности

у = Ms/Ws ?Ry? гс,

Ws = ts?ds2/6 = 1.1см?(26.6см)2/6 = 129.71 см3

у = 568?103Н?м?10-2/129.71?10-6м3 = 4.37 МПА. Условие выполнено.

4.4 Конструирование и расчет оголовка колонны

Следуя рекомендациям, располагаем главные балки на колонне сверху с передачей нагрузки на вертикальные консольные ребра.

Расчетными параметрами оголовка являются:

габариты консольных ребер: ширина bs, высота hs и толщина ts;

катеты швов крепления ребер к стенке балки kf1 и опорной плиты kf2;

толщина стенки стержня колонны в пределах высоты ребер.

Высоту ребер hf назначаем из условия прочности сварных швов, крепящих ребра к стенке колонны, не менее 0.6h, где h - высота сечения колонны

hs (lщ,тр/4) + 1см, hs 0.6?h, lщ,тр = N/вf?kf?Rщf?гщf?гc,

где N - продольная сила в колонне;

kf - принимаем по наименьшей толщине свариваемых элементов, но не менее 6мм;

lщ,тр = 2020?103Н/(1.1?0.006м?180?106(Н/м2)?1?1) = 1.7м = 170см,

hs (170/4) + 1 = 43.5см,

hs 0.6?33 = 19.8см.

Принятая высота ребра ограничивается величиной:

85?вf?kf = 85?1.1?0.6 = 56.1см.

Толщину ребра ts назначаем из условия среза:

ts 1.5?Q/hs?Rs?гc, Q = N/2

Q = 2020КН/2 = 1010КН,

Rs = 138.63МПА.

ts (1.5?1010?103Н)/(0.43м?138.63?106(Н/м2)?1) 2.5см.

Ширину ребра bs назначаем не менее половины ширины опирающегося торца ребра балки и может выходить за поперечный габарит колонны для приема элементов связей.

bs = bs? - 10мм, bs? = (bf1 + 2?tпл - tw)/2

bs? = (0.4м + 2?0.02м - 0.008м)/2 = 0.216м =21.6 см,

bs = 21.6 - 1 = 20.6см.

Принятая толщина и ширина ребра должны удовлетворять условию сопротивления смятию торца под давлением опорного ребра балки и условию обеспечения местной устойчивости. Из условия смятия:

ts N/Rp?bсм,

где Rp - определяем по СНиП 2.01.07 -85.

Rp = Run/гm = 370МПА/1.025 = 360.9 МПА

bсм - расчетная длина площадки смятия;

bсм = bs + 2?t,

bs - ширина опорного ребра балки;

t - толщина опорной плиты колонны;

bсм = 20.6см + 2?2см = 24.6см,

ts 2020?103Н/(360.9?106(Н/м2) ?0.24м) 0.023м 2.3см ts = 2.6 см

Из условия местной устойчивости:

bs/ts 0.5E/Ry,

20.6/2.6 = 7.92 0.5206000/240 = 14.6.0

Проверка ребра на срез.

ф = N/2?ts?hsRs,

Rs = 138.63МПА.

ф = 2020?103Н/(2?0.026м?0.19м) = 204МПА. Так как имеет место перенапряжение, то необходимо увеличить hs. Увеличиваем hs до 25см.

ф = 2020?103Н/(2?0.026м?0.25м) = 134МПА< Rs. Условие выполнено.

Проверка стенки на срез.

ф = N/4?tw?hsRs

Низ опорных ребер обрамляется горизонтальными поперечными ребрами толщиной 6мм, чтобы придать жесткость ребрам, поддерживающим опорную плиту, и укрепить от потери устойчивости стенку стержня колонны.

4.5 Конструирование и расчет базы колонны

Конструкция базы должна обеспечивать равномерную передачу нагрузки от колонны на фундамент, а также простоту монтажа колонн. Следуя рекомендациям, принимаем базу с траверсами, служащими для передачи усилия с поясов на опорную плиту.

Расчетными параметрами базы являются размеры опорной плиты. Размеры опорной плиты определяем из условия прочности бетона фундамента в предположении равномерного распределения давления под плитой.

Требуемая площадь плиты:

Апл = N/Rф

где Rф - расчетное сопротивление бетона фундамента:

Rф = Rпр.б*?Аф/Апл

Аф/Апл - отношение площади фундамента к площади плиты, предварительно принимаем равным: 1.1;

Rпр.б - призменная прочность бетона, принимаем в зависимости от класса бетона, для бетона В12.5 Rпр.б = 7.5МПа;

Rф = 7.5МПА?1.1 = 7.72МПА,

Апл = 2020?103Н/7.72?106(Н/м) = 0.25с? = 2500см2.

Для определения размеров сторон плиты задаемся ее шириной:

Bпл = bf + 2*ts + 2*c,

где bf - ширина полки колонны;

ts - толщина траверсы, принимаем 10мм;

c - ширина свеса, принимаемая 70мм;

Впл = 33см + 2?1см + 2?7см = 49см = 50см.

Требуемая длина плиты:

Lпл = Апл/Впл,

Lпл = 2500см2/50см = 50см,

принимаем Lпл = 50см.

Должно выполняться условие:

Lпл/Впл = 1 - 2,

50/50 = 1.

Найдем напряжение в бетоне под плитой:

q = N/ Lпл?Впл = 2020КН/0.5м?0.5м = 0.808КН/см2

Найдем изгибающие моменты в сечениях пластины при различных типах защемления:

M1 = q?c2/2 = 8.08?103(КН/м2)?0.0049м2/2 = 19.76 КН?м

М2 = q?в?б1 = 0.125?8.08?103(КН/м2)?0.12 = 10.1 КН?м

М3 = а?q?в?б1 = 0.133?8.08?103(КН/м2)?0.1652 = 29.25 КН?м

Толщину плиты определяем по большему из моментов на отдельных участках:

tпл 6?Mmax/Ry?гc,

tпл 6?29.25КН?м/240?103(КН/м2) = 2.7см,

принимаем tпл = 3см = 30мм.

Высоту траверсы определяем из условия прикрепления ее к стержню колонны сварными угловыми швами, полагая при этом, что действующее в колонне усилие равномерно распределяется между всеми швами. Требуемая длина швов

lщ,тр = N/вf?kf?Rщf?гщf?гc,

lщ,тр = 2020?103Н/(1.1?0.01м?180?106(Н/м2)?1?1) = 1.02м = 102см,

hm (lщ,тр/4) + 10мм,

hm (102см/4) + 1 = 26.5см.

Принимаем высоту траверсы 27 см.

Траверсу проверяем на изгиб и на срез, рассматривая ее как однопролетную двух консольную балку с опорами в местах расположения сварных швов и загруженную линейной нагрузкой.

q1 = q?Впл/2 = 0.808(КН/см2)?50см/2 = 20.2КН/см

При этом в расчетное сечение включаем только вертикальный лист траверсы толщиной ts и высотой hm.

R = q1?Lпл/2 = 20.20Кн/см?50с м/2 = 505 КН

Qmax = -0.06м?q1 + R = -0.06м?2020КН/м + 505КН = 383.3 КН

Мmax = -(0.252?q1/2 - 0.19R) = -(0.252м2?2020(КН/м)/2 - 0.19?505КН) = 32.82 КН?м

у = 6?Mmax/ts?hm? Ry?гc,

ф = 1.5?Qmax/ts?hm Rs?гc,

где Mmax и Qmax - максимальное значение изгибающего момента и поперечной силы в траверсе.

у = 6?32.82?103Н?м/0.01м?0.2722 м? = 266МПА. Так как условие не выполнено, то увеличим высоту траверсы до 30 см.

у = 6?32.82?103Н?м/0.01м?0.32 м? = 218МПА 240МПА.

ф = 1.5?383.3КН/0.01м?0.3м = 191МПа. Так как условие не выполнено, то увеличим высоту траверсы до 42 см.

ф = 1.5?383.3КН/0.01м?0.42м = 136.8МПа 139 МПА.

Окончательно принимаем высоту траверсы ht = 42см.

База колонны крепится к фундаменту двумя или четырьмя анкерными болтами, диаметром d = 20мм.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

5. Подбор сечения связей по колоннам рабочей площадки

Связи служат для обеспечения геометрической неизменяемости сооружения и для уменьшения расчетной длины его элементов.

Связи по колоннам включают вертикальную крестовую связь и систему распорок, скрепляющих соседние колонны.

Распорки

i тр,у = lef,у/лр = (6/200)?102 =3см

По сортаменту для распорок принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

Крестовые связи:

i тр,у = lef,у/лр = (v62 + 6.382)/400 = 1.9 см

По сортаменту для крестовых связей принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

6. Расчет фермы

Расчет фермы сводится к определению усилий в стержнях фермы, подбору сечений стержней фермы и проверки растянутых стержней на прочность, а растянутых - на устойчивость

6.1 Сбор нагрузок от кровли

№	Наименование	Нормативная нагрузка, кН/м2	гf	Расчётная нагрузка, кН/м2
Постоянная нагрузка
1	Гидроизоляция 2 слоя, с поверхностной плотностью одного слоя 5 кг/м2	0.1	1.3	0.13
2	Стяжка Асфальтобетон толщиной 20 мм, средней плотностью 2000 кг/м3	0.5	1.3	0.52
3	Утеплитель минераловатная плита толщиной 200 мм, средней плотностью 250 кг/м3	0.3	1.2	0.6
4	Пароизоляция 1 слой рубероида, 5 кг/м2	0.05	1.3	0.065
5	Стальная плита 14 кг/м2	0.3	1.05	0.315
6	Собственный вес фермы 35 кг/м2	0.35	1.05	0.367
7	Вес связей 6 кг/м2	0.06	1.05	0.063
Временная нагрузка
1	Снеговая нагрузка	2.4		2.4
Всего:	4.16		4.46

P = (q+p)н?Lп?В

где Lп - длина панели, В - расстояние между колонами (6м).

P = 4.46 КН/м2?6м?3м = 80.28 КН.

Принимаем длина фермы = 30м.

Определяем усилия в стержнях фермы с помощью графического метода. См. Приложение 1.

6.2 Подбор сечения стержней ферм

Сжатые стержни

Стержень 3 - б:

N = 628.18КН. Lef,x = 300см, Lef,y = 600см.

Задаемся гибкостью л = 80. Зная л найдем ц. ц = 0.585.

Определим требуемую площадь:

Атр = N/( ц?Ry?гc) = 628.18/(0.585?335?1) = 31.9 см2

iтр,x = Lef,x/ л = 300см/90 = 3.33 см

iтр,y = Lef,y/ л = 600см/90 = 6.67 см .

По требуемой площади и радиусам инерции принимаем трубчатое сечение 219?5. А = 33.6см2. i = 7.57см.

Проверка сечения:

лx = Lef,x/i = 300см/7.57см = 39.6

лy = Lef,y/I = 600/7.57 = 79.26 ц = 0.584

N/( ц?A?гc) = 628.18КН/(0.584?33.6см2?1) = 319.5 МПА.

Аналогично подбираются сечения для всех остальных сжатых стержней фермы.

Аналогично подбираются сечения для растянутых стержней, только у них не учитывается коэффициент продольного изгиба ц .

6.3 Расчет связей по фермам

Связи по фермам нужны для того, чтобы придать им геометрическую неизменяемость и уменьшишь расчетную эффективную длину.

Горизонтальные связи:

Продольные связи по нижним поясам:

i тр = lef/лр = (v62 + 62/400)?102 =2,12см

По сортаменту принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

Продольные связи по верхним поясам:

i тр = lef/лр = (v62 + 62/400)?102 =2,12см

По сортаменту принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

Поперечные связи по верхнему и нижнему поясам:

i тр = lef/лр = (6/200)?102 =3см

По сортаменту принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

Вертикальные связи:

i тр = lef/лр = ((v62 + 3.152/400)?102 =1.69см

По сортаменту принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

7. Расчет колоны каркаса

Определим высоту колоны

Hк = 2H1 = 7.2?2 = 14.4м

Определим силу, действующую на колонну.

Nк = Nпокр + Nст + Nсобственного веса

Где Nпокр = (p+q)н?Вк?Lзд/2 = 4.46КН/м2?6м?30м/2 = 401.4КН

Nст = с?д?Hст?Вк ?гf = 14КН/м2?0.4м?(14.4м + 4.43м)?6м?1.1 = 715.84КН

Nсобственного веса = 1.4КН/м? Hк = 1.4КН/м2?14.4м = 20.16КН

Nк = 401.4КН + 715.84КН + 20.16КН = 1137.37КН,

Строим эпюры моментов от данных нагрузок.

1. Постоянная нагрузка.

- от стены:

Мст = Nст?e = 715.84КН?0.62 = 443.82 КН?м

- от покрытия:

Мпок = Nпок?e = 401.4КН?0.1 = 40.14КН?м

По правилу сочетания нагрузок:

= Nпокр + Nст + Nсобственного веса = 1137.37 КН.

Мпост = Мст - Мпок = 443.82 - 40.14 = 403.68 КН?м

2. Временная нагрузка

- снеговая:

Новосибирск 4 снеговая зона Sq = 2.4 кПА.

Крыша здания двухскатная с углом ската 5 - 10°, поэтому µ = 1.

S = Sq? µ = 2.4?1 = 1.4кПА.

Nсн = 2.4?30/2?6 = 216КН.

Мсн = Nсн?e = 0.1?216КН = 21.6 КН?м.

- ветровая:

Новосибирск - 3 зона щ0 = 0.38КН/м2.

щ0?Kэкв?c?гf ?Вк

с - аэродинамический коэффициент,

Кэкв = 0.83 - городская территория.

qa = щ0?Kэкв?c?гf ?Вк = 0.38КН/м2?1.03?0.8?1.4?6м = 2.63КН/м

qп = щ0?Kэкв?c?гf ?Вк = 0.38КН/м2?1.03?(-0.6)?1.4?6м = -1.97КН/м

Рассматривалось два случая: когда ветер дует на здание (qa) и когда от него (qп)

М0.8 = 466.25КН?м

М-0.6 = 349.25КН?м

Возможные сочетания нагрузок:

- постоянная + 1 временная ( снеговая):

N = 1137.37КН + 216 КН = 1353.37 КН

М = 403.68 КН?м - 21.625КН?м = 382КН?м

- постоянная + 1 временная ( ветровая):

N = 1137.37КН

М = 403.68 КН?м - 466.25КН?м = -62.57КН?м

М = 403.68 КН?м + 349.25КН?м = 752.93КН?м

- Постоянная + ветровая + снеговая:

N = 1137.37КН + 216 КН + = 1353.37 КН

М = 403.68 +349.25?0.9 + 0.9?(-21.6) =698.56 КН?м

М = 403.68 -466.25?0.9 + 0.9?(-21.6) =-35.38 КН?м

Проанализировав полученные результаты для расчета принимаем самое опасное сочетание нагрузок, когда продольная сила и момент сравнительно большие.

Это сочетание нагрузок - постоянная + 1 временная ( ветровая):

М = 752.93КН?м

N = 1137.37КН

e = М/N = 752.93КН/1137.37КН/м = 66см.

Назначаем сечение колоны в виде сварного двутавра. Сталь С245 . Ry = 240МПА.

hв = 450 мм.

Определяем требуемую площадь сечения:

Aтр = N/ (цe?Ry? гc), где цe = f(mef, л-).

mef = з?m. з = f(л-, m, Af/Aw)

Отношение площадей пояса и стенки принимаем равным Af/Aw = 1.

Эксцентриситет m = e?1/с, где с = h?в. в - зависит от формы сечения и для двутавра в = 0.33. m = 66см?1/14.85см = 4.44 см

Условная гибкость

л- = лx?vRy/E

где лx = lef,x/ix.

ix = б?h

где для двутавра б = 0.41.

ix = = 0.41?45см = 18.45см.

лx = 7.2м/0.1845м =39.02

л- = 39.02?v240/206000 = 1.33

з =(1.9-0.1?m) - 0.02(6-m)? л- = (1.9-0.1?4.44) - 0.02?(6-4.44)?1.33 = 1.41

mef = 1.41?4.44 = 6.26

При mef = 6.26, л- = 1.99 цe = 0.191

Найдем требуемую площадь:

Aтр = N/ (цe?Ry? гc) = 1137.37?103Н/(0.191?240?106(Н/м2) = 248 см2

По определенной требуемой площади подбираем двутавр из сортамента.

Берем нормальный двутавр с параллельными гранями 40к3.

Выписываем основные характеристики:

A =257.80 см2

Ix =80040 см4

Iy = 26150 см4

ix = 17.62см

iy = 10.07 см

Wx = 3914 см3

Wy = 1307см3

h =409 мм

b = 400мм

s = 16мм

t = 24.5 мм

Проверка колоны на устойчивость в плоскости x-x:

m = e?A/Wx = 66см?257.80см2/3914см3 = 4.34

лx = lef,x/ix = 7.2м/0.172м = 41.8

л- = 41.8?v240/206000 = 1.4

з =(1.9-0.1?m) - 0.02(6-m)? л- = (1.9-0.1?4.44) - 0.02?(6-4.44)?1.4 = 1.41

mef = з?m = 4.34?1.41 = 6.11

л- = 1.4 mef = 6.11, тогда цe = 0.207

у = Nk/цe?A = 1137.37?107 Н/(0.207?257.80?м2?106) = 214 МПА. Условие выполнено.

Проверка на устойчивость в плоскости y-y:

лy = lef,y/iy = 7.2м/0.1007м = 71.4 цy = 0.760

лc= 3.14?v206000/240 = 92

б = 0.65 +0.05?4.34 = 0.867

c= в/(1+ б?m) = 1/(1+0.78?4.34) = 0.22

у = Nk/c?цy?A = 1137.37?10 Н/(0.22?0.760?257.80?м2) = 263 МПА. Так как имеет место перенапряжение,то возьмем больший по сортаменту двутавр: №40К4

A =308.60 см2

Ix =98340 см4

Iy = 31500 см4

ix = 17.85см

iy = 10.10 см

Wx = 4694 см3

Wy = 1575см3

h =419 мм

b = 400мм

s = 19мм

t = 29.5 мм

лy = lef,y/iy = 7.2м/0.1010м = 71. цy = 0.754

у = Nk/c?цy?A = 1137.37?10 Н/(0.22?0.754?308.60?м2) = 223 МПА. Условие выполнено.

Окончательно принимаем двутавр: №40К4.

7.1 Расчет связей по колонам каркаса

i тр = lef/лр = (v7.22 + 62/400)?102 =2.34см

По сортаменту принимаем сечение пр. гн. 80?4/ГОСТ 25577-83* (профиль стальной гнутый замкнутый сварной квадратный) с ix,y=3.03 см.

Итого, все связи имеют одинаковое сечение.

Стержень	Элемент	N, кН	Сечение	Площадь сечения, см2	lef, cм	i, см	л	цmin	гc	у, МПа	Ry*гc
					lefx	lefy	ix	iy	лx	лy
1-а, 1`-а`	НП	+353.23	тр. (По ГОСТ 8732-78)114*3,5	12,2	600	1200	3,91	3,91	153,5	306,9	н	0,95	289,5328	299,25
1-г, 1`-г`	НП	+834.91	тр. (По ГОСТ 8732-78)159*5,5	26,5	600	1200	5,44	5,44	110,3	220,6	н	0,95	315,0604	318,25
1-ж	НП	+963.36	тр. (По ГОСТ 8732-78)168*6	30,5	600	1200	5,74	5,74	104,5	209,1	н	0,95	315,8557	318,25
а-б, а`-б`	РР	+401.4	тр.( По ГОСТ 8732-78)127*3,5	13,6	435	435	4,37	4,37	99,54	99,54	н	0,95	295,1471	299,25
г-д, г`-д`	РР	+176.6	тр. (По ГОСТ 8732-78)102*2	6,28	435	435	3,54	3,54	122,9	122,9	н	0,95	281,2102	299,25
3-б, 3`-б`	ВП	-626.18	тр. (По ГОСТ 8732-78)219*5	33,6	300	600	7,57	7,57	39,63	79,26	0,585	1	318,5694	335
4-в, 4`-в`	ВП	-626.18	тр. (По ГОСТ 8732-78)219*5	33,6	300	600	7,57	7,57	39,63	79,26	0,585	1	318,5694	335
5-д, 5`-д`	ВП	-939.27	тр. (По ГОСТ 8732-78)273*6	50,3	300	600	9,45	9,45	31,75	63,49	0,71	1	263,0051	335
6-е, 6`-е`	ВП	-939.27	тр. (По ГОСТ 8732-78)273*6	50,3	300	600	9,45	9,45	31,75	63,49	0,71	1	263,0051	335
2-а, 2`-а`	СР	-513.79	тр. (По ГОСТ 8732-78)159*5,5	26,5	435	435	5,44	5,44	79,96	79,96	0,585	1	331,424	335
в-г, в`-г`	СР	-280.98	тр. (По ГОСТ 8732-78)152*3,5	16,3	435	435	5,26	5,26	82,7	82,7	0,572	1	301,3643	315
е-ж, е`-ж	СР	-72.14	тр. (По ГОСТ 8732-78)102*2	8,75	435	435	3,94	3,94	110,4	110,4	0,342	1	241,0693	315
б-в, б`-в`	С	-80.28	тр. (По ГОСТ 8732-78)102*2	8,75	315	315	3,94	3,94	79,95	79,95	0,342	1	268,2707	315
д-е, д`-е`	С	-80.28	тр. (По ГОСТ 8732-78)102*2	8,75	315	315	3,94	3,94	79,95	79,95	0,342	1	268,2707	315

Cписок использованной литературы

1) СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия / Госстрой СССР.- М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988.

2) СНиП 11-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР.\М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990.

3) СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия / (Дополнения. Разд. 10. Прогибы и перемещения.) / Госстрой СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988.

4) Металлические конструкции / Е. И. Беленя, В. А. Балдин, Г. С. Веденников и др.- М.:- Стройиздат, 1985.

5) Справочник проектировщика. Металлические конструкции. / Под общ. Ред. Н. П. Мельникова, изд. 2-е , М ., 1980.

6) Лихтарников Я. М., Ладыженский Д. В., Клочков В. М. Расчет стальных конструкций. - 2-е изд., перераб. и доп.- К.: Будiвельник, 1986.

7) Стальные конструкции производственных зданий : Справочник / А. А. Нилов, В. А. Пермяков, А. Я. Прицкер.- К.: Будiвельник, 1986.

8) Бирюлёв В. В. Металлические конструкции. Основы : Учебное пособие. - Новосибирск: НИСИ, 1991.

9) Бирюлёв В. В. Металлические конструкции. Элементы (вопросы и ответы) Учебное пособие. - Новосибирск: НИСИ, 1991.

10) Металлические конструкции. В 3т. Т.1. Элементы стальных конструкций: Учебное пособие для строит. вузов / В. В. Горев, Б. Ю. Уваров, В. В. Филиппов и др. / Под ред. В. В. Горева. - М.: Высшая школа, 1994.

11) Методические указания по выполнению расчетно-графического упражнения по курсу «Металлические конструкции». Новосибирск: НГАС, 1993.

Размещено на Allbest.ru