Одноэтажное промышленное здание

Федеральное агентство образования Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования Озёрский филиал Кафедра «Строительство»

Курсовой проект по дисциплине: «Металлические конструкции»

на тему: «Одноэтажное промышленное здание Выполнил: студент группы № 404-ОзО Н. Н. Дулесов Проверил: преподаватель Ж. В. Брохович г. Озерск

2010 г.

СОДЕРЖАНИЕ Введение

1. Исходные данные

2. Сбор нагрузок

3. Расчет фермы

4. Расчет и конструирование подкрановой балки

4.1 Нагрузки на подкрановую балку

4.2 Определение расчетных усилий

4.3 Подбор сечения балки

4.4 Проверка сечения

5. Подбор сечений верхней и нижней частей колонн

5.1 Определение расчетных длин колонн по осям Х-Х и У-У

5.2 Установление размеров сечений колонны с проверкой на прочность, устойчивость и местную устойчивость

5.3 Расчет базы колонны и анкерных болтов

5.4 Расчет сопряжения верхней части колонны с нижней Заключение Список литературы

Введение

В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается стальной каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета, конструирования и компоновки металлических конструкций.

Сбор нагрузок осуществляется в соответствии со СНиП 2.01.07−85 «Нагрузки и воздействия», а расчет конструкций — в соответствии со СНиП II-23−81* «Стальные конструкции. Нормы проектирования» .

Сравнительно большие пролеты современных промышленных зданий наиболее экономично перекрывать стальными фермами, так как стальные балки получатся очень большой высоты, что приведет к большому расходу металла, а при применении железобетонных ферм покрытие будет иметь большой собственный вес, что в свою очередь приведет к удорожанию несущих конструкций.

Для уменьшения нагрузок вместо применявшихся долгое время и продолжающих применяться сейчас тяжелых железобетонных плит покрытия в проекте применяется легкое покрытие с использованием стального профилированного настила.

Применявшиеся ранее железобетонные подкрановые балки были очень недолговечны и быстро выходили из строя вследствие плохого восприятия динамической нагрузки. Сейчас они полностью вытеснены стальными подкрановыми балками, которые применяются не только в стальных, но и в железобетонных каркасах.

Из всего вышесказанного следует, что многие элементы каркаса, традиционно выполнявшиеся железобетонными, в настоящее время заменяются стальными.

1. Исходные данные Количество пролетов…1

Величина пролета…30 м Длина здания…120 м Шаг поперечных рам…6 м Высота здания…21,5 м Грузоподъемность крана…20 т Район строительства… г. Сургут Материал конструкций… сталь ВСт3Пс6

Конструкция кровли… металл., холодная

2. СБОР НАГРУЗОК

3. РАСЧЕТ ФЕРМЫ Расчет выполнен по СНиП II-23−81*

Тип фермы

Раскрепления из плоскости Узлы верхнего пояса: Все Узлы нижнего пояса: Только крайние Сечение верхнего пояса Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509–93 L90x6

Сечение нижнего пояса Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509–93 L63x4

Сечение раскосов Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509–93 L90x6

Сечение стоек Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509–93 L70x4

Загружение 1 — постоянное Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05

Равномерно распределенная нагрузка — кН/м Сосредоточенная сила — Т Загружение 2 — постоянное Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05

Равномерно распределенная нагрузка — кН/м Сосредоточенная сила — Т Загружение 3 — постоянное Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05

Равномерно распределенная нагрузка — кН/м Сосредоточенная сила — Т Загружение 4 — снеговое Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,4

Равномерно распределенная нагрузка — кН/м Сосредоточенная сила — Т Усилия в элементах

Коэффициент использования *** - Гибкость стоек Отчет сформирован программой Кристалл, версия: 11.3.1.1 от 28.02.2009

4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ

4.1 НАГРУЗКИ НА ПОДКРАНОВУЮ БАЛКУ Наибольшее вертикальное усилие на колесе

Fmaxн = 470 кН.

Вес тележки и крана

G = 620 кН Тип кранового рельса КР-100

Нормативная горизонтальная нагрузка на колесо крана Ткн = 0,5f (Qк + Gт)/n0 = 0,5· 0,1(500 + 620)/4 = 28 кН Расчетные значения усилий на колесе крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначению? н = 0,95

Fк = ?н· n·nc·k1·Fкн = 0,95· 1,1·0,95·1,1·380 = 380,4 кН;

Tк = ?н· n·nc·k2·Tкн = 0,95· 1,1·1·0,95·28 = 28 кН.

4.2 ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИИЙ Максимальный момент возникает в сечении, близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении, устанавливая краны невыгоднейшим образом.

Расчетный момент от вертикальной нагрузки Мх = ?· М = 1,05· 2143 = 2250,5 кН· м, где Мy = М (Tk/Fk) = 342 кН· м, где

? = 1,05 — учитывает влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке.

Расчетный момент от горизонтальной нагрузки М = Тк· ?уi = 2143 кН· м.

Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре.

Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:

Qх = ?· Fк·?уi = 685,6 кН· м, где

4.3 ПОДБОР СЕЧЕНИЙ БАЛКИ подкрановый балка колонна прочность Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t = 6 мм и швеллера № 36.

Значение коэффициента? определим по формуле

? = 1 + 2(Му/Мх)· (hб/hт) = 1 + 2(342/2250,5)· (1,5/1,5) = 1,3,

где hб? l/8 = 12/8 = 1,5 м — высота балки;

hт = hн = 1,5 м — ширина сечения тормозной конструкции.

Wхтр = Мх· ?/?·R = 2250,5· 1,3/1,05·260 = 10 716,7 см³.

Задаемся tст = 10

Оптимальная высота балки

hопт = kv (Wхтр/ tст) = 1.1v (10 716.7/10) = 114 см.

Минимальная высота балки:

hmin = 5/24(?· R·l)/(?·E)·(l/f)·(Мн/Мх)

= 5/24(26· 1200·600·121 600)/(1,3·2,06·104·214 300) = 83 см,

где Мн — момент от загрузки балки одним краном при n = 1,0.

[l/f] = 1/600 — для кранов среднего режима работы;

Принимаем hб = 130 см.

Задаемся толщиной полок

tп = 2.5 см, тогда hст = hб — 2· tп = 130 — 2.5· 2 = 125 см.

Из условия среза стенки силой Qx

tст? (1,5· Qx)/(hст·Rст) = (1,5· 685,6)/(130·150,8) = 0,6 см.

Принимаем стенку толщиной 1,0 см, Размеры поясных листов определяем по формулам:

Iхтр = Wхтр· hб/2 = 10 716,7· 130/2 = 696 585,5 см4;

Iст = tcт· hст3/12 = 1,0· 1253/12 = 162 760 см4;

Ап.тр = (Iхтр — Iст)/(2· ((hст + tп)/2))2= 2· (533 825)/ (127,5/2)2= 66 см²

Принимаем пояс из листа сечения 25×30 мм, Ап = 75 см².

Устойчивость пояса обеспечена т.к.

bсв/t = (bп — tст)/4· tп = (30 — 1)/4· 2,5 = 2,9 < 0,5v (E/R) = 0,5v (2,06· 104/23) = 15,1

Рис. 4 (Сечение балки)

4.4 ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ СЕЧЕНИЯ Определяем геометрические характеристики принятого сечения.

Относительно оси Х — Х:

Ix = (tст· hcт3)/12 + 2· bп·tп (hcт/2 + tп/2)2 = 162 760 + 609 609 = 772 369 см4,

WхА = 2· Ix/hб =11 882,6 см³.

Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси У — У (в состав тормозной балки входят верхний пояс, тормозной лист и швеллер):расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения х0 = (0,6· 123·72,5 + 53,4· 144,3)/(0,6·123 + 53,4 + 2· 30) = 70 см;

Iу = 0,6· 1233/12 + 0,6· 123(72,5 — 70)2 + 53,4(144,3 — 70)2 + 40· 702 + 2· 403/12 =594 965см4

WуА = 2· Iу/хА = 2· 594 965/85 = 13 999 см³,

где хА = х0+bп/2 = 70 + 15 = 85 см — расстояние от центра тяжести до наиболее напряженной точки «А» верхнего пояса подкрановой балки.

Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе

?хА=Мх/WхА+Mу/WуА=214 300/11882,6+15 050/13999=19,1кН/см2 < R = 23кН/см2

Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре обеспечена, так как принятая толщина стенки больше определенной из условия среза.

Жесткость балки также обеспечена, так как принятая высота балки hб > hmin.

Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана

?му = ?· Fк/tст·l0 = 1,1· 380/1·43,6 = 10,1 кН/см2 < R = 23 кН/см2,

где? = 1,1 — коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможное перераспределение усилий между колесами и динамический характер нагрузки;

l0 = c3v (Iп1/tст) = 3,253v (2903/1) = 43,6

Iп1 = Iр + bп· tп3/12 = 2864,73 + 30· 2,53/12 = 2903 см4,

где Iр = 2864,73 — момент инерции рельса КР-100;

с = 3,25 — коэффициент податливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок.

5. Подбор сечений верхней и нижней частей колонн

5.1 Определение расчетных длин колонны по осям Х-Х и У-У Для расчета колонны принимаем следующие сочетания усилий:

— для подкрановой части N1 = -1013.85 кН, М1 = 495.66 кНм, момент на другой опоре М1' = 55.5 кНм; Qmax = 16.36 кН;

— для надкрановой части N2 = -225.5 кН, М2 = -245.72 кНм, момент на другой опоре М2' = -60.91 кНм.

Для одноступенчатой колонны расчетная длина определяется для каждого участка с постоянным моментом инерции: отдельно для верхней и отдельно для нижней части колонны. В плоскости рамы расчетные длины колонны равны:

для нижней части lef, 1 = ?1· l1

для верхней части lef, 2 = ?2· l2.

Согласно СНиП II-23−81* при отношении l2 / l1 0.6 и при? = N1 / N2 3 значения ?1 и ?2 следует принимать по таблице 18. Так как l2 / l1 = 322 / 1488 = 0.216 < 0.6;

? = N1 / N2 = 1013.85 / 225.5 = 4.5, то принимаем ?1 = 2, ?2 = 3.

lef, 1 = ?1· l1 = 2· 1488 = 2976 см; lef, 2 = ?2· l2 = 3· 322 = 966 см.

Расчетная длина верхнего и нижнего участка из плоскости рамы принимается равной расстоянию между точками закрепления колонны от смещения вдоль здания. Такие точки для нижнего участка колонны — верх фундамента, место крепления распорки и нижний пояс подкрановой балки. Верхний участок колонны закреплен от смещения тормозными конструкциями и распорками по колоннам в уровне нижних поясов стропильных ферм.

5.2 Установление размеров сечений колонны с проверкой

на прочность, устойчивость и местную устойчивость Для колонны принимаем сталь С255. Согласно СНиП II-23−81* Ry = 240 МПа Сечение колонны принимаем в виде сварного несимметричного двутавра высотой h = 100 см (рис. 5.1).

Согласно СНиП II-23−81* расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов в плоскости действия момента следует выполнять по формуле:

Приближенное значение радиуса и ядрового расстояния составит:

ix = 0.48· h = 0.48· 100 = 48 см; ?x = 0.36· h = 0.36· 100 = 36 см.

Гибкости и эксцентриситеты:

?x = lef, 1 / ix = 2976 / 48 = 62 см;

e = M1 / N1 = 495.66 / 1013.85 = 0.489 м = 48.9 см; m = e / ?x = 48.9 / 36 = 1.358;

mef = ?· m = 1.358· 1.523 = 2.068,

где? — коэффициент влияния формы сечения. По табл. 73 СНиП II-23−81* определяем:

? = 1.6 — 0.01(5 — m)? = 1.6 — 0.01· (5 — 1.358)· 2.116 = 1.523.

В зависимости от условной гибкости? и приведенного относительного эксцентриситета mef по табл. 74 СНиП II-23−81* определяем коэффициент? e = 0.39.

Определим необходимую площадь сечения:

см2.

Для нахождения ширины сечения b определяем значение момента в средней трети длины колонны:

ex = Mx / N1 = 356.56 / 1013.85 = 0.353 м = 35.2 см; mx = ex / ?x = 35.2 / 36 = 0.978.

Определяем предварительно коэффициент с по формуле:

где? и? — коэффициенты, принимаемые по табл. 10 СНиП II-23−81* исходя из предположения, что

? = 0.7; = 1;

Определяем коэффициент? y:

?y = ?e / c = 0.39 / 0.594 = 0.657

и по табл. 72 СНиП II-23−81* принимаем? y = 84.

Определяем требуемый радиус инерции и ширину сечения с учетом того, что расчетная длина из плоскости рамы уменьшается постановкой распорки:

По Acal и bcal компонуем сечение колонны, принимая подкрановую полку из I24. Наружную полку принимаем из листа 240×11мм. Стенку принимаем толщиной tw = 9 мм.

Определим геометрические характеристики принятого сечения:

А = 24· 1.1 + 0.9· 98 + 34.8 = 145.17 см2;

Гибкости стержня колонны:

Поверяем устойчивость стержня колонны в плоскости действия момента, для чего предварительно вычисляем параметры:

? = 1.6 — 0.01(5 — m)? = 1.6 — 0.01· (5 — 1.72)· 2.65 = 1.51; mef = 1.51· 1.72 = 2.61.

По табл. 74 СНиП II-23−81* определяем коэффициент? e = 0.301.

недонапряжение? = (240 — 232)· 100 / 240 = 3.3%.

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов из плоскости действия момента следует выполнять по формуле:

где mx = ex / ?x = 34.42 / 28.34 = 1.21;

? = 0.65 + 0.05 mx = 0.65 + 0.05· 1.21 = 0.71;

т.к., то = 1.

Произведем проверку устойчивости элементов колонны.

Устойчивость полки обеспечена, так как где bef = (bf — tw)/2 = (240 — 9)/2 = 115.5 мм — свес полки.

Для определения устойчивости стенки найдем

? = (? — ?1) / ?

? = 1.4(2? — 1)? / ?

? = (190.31 + 50.63) / 190.31 = 1.266

? = 1.4(2· 1.266 — 1)1.95 / 190.31 = 0.022.

Согласно СНиП II-23−81* при? > 1 устойчивость стенки следует проверять по формуле:

или то есть устойчивость стенки обеспечена.

Согласно СНиП II-23−81* так как

то стенку колонны следует укреплять поперечными ребрами жесткости, расположенными на расстоянии (2.5 — 3) hef, т. е. 250 — 300 см.

Компонуем сечение надкрановой части колонны в виде сварного симметричного двутавра высотой h = 40 см (рис. 5.3). Принимаем полки из листа 240×10 мм. Стенку принимаем толщиной tw = 9 мм.

Определим геометрические характеристики принятого сечения:

А = 24· 1·2 + 0.9· 38 = 82.2 см2;

;

Гибкости стержня колонны:

Поверяем устойчивость стержня колонны в плоскости действия момента, для чего предварительно вычисляем параметры:

? = 1.25; mef = 1.25· 8.01 = 10.01.

По табл. 74 СНиП II-23−81* определяем коэффициент? e = 0.12.

недонапряжение? = (240 — 228.61)· 100 / 240 = 4.7%.

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов из плоскости действия момента следует выполнять по формуле:

mx = ex / ?x = 81.6 / 13.61 = 6;

ex = Mx / N2 = 184.12 / 225.5 = 81.6 см;

? = 0.65 + 0.05 mx = 0.65 + 0.05· 6 = 0.95;

т.к., то = 1.

недонапряжение? = (240 — 238.7)· 100 / 240 = 0.5%.

Произведем проверку устойчивости элементов колонны.

Устойчивость полки обеспечена, так как где bef = (bf — tw)/2 = (240 — 9)/2 = 115.5 мм — свес полки.

Для определения устойчивости стенки найдем? = (? — ?1) /? и? = 1.4(2? — 1)? / ?

? = (241.1 + 192.24) / 247.1 = 1.78;

? = 1.4(2· 1.78 — 1)4.78 / 241.1 = 0.07.

Согласно СНиП II-23−81* при? > 1 устойчивость стенки следует проверять по формуле:

или то есть устойчивость стенки обеспечена.

Согласно СНиП II-23−81*, так как

то укрепление стенки колонны поперечными ребрами жесткости не требуется.

5.3 Расчет базы колонны и анкерных болтов Рис. 5.5

База колонны служит для передачи нагрузки от стержня на фундамент и закрепления колонны в фундаменте. Базы сплошностенчатых колонн применяют с двустенчатой траверсой. Принимаем для фундамента класс бетона В15, для которого Rb = 8.5 МПа. Расчетное сопротивление бетона смятию:

Rbp = Rb·? = 8.5· 1.2 = 10.2 МПа.

Ширину траверсы В назначают из конструктивных соображений

B = bk + 2(tтр + с) = 240 + 2(12 + 43) = 350 мм, где bk — ширина колонны;

tтр = 12 мм — толщина траверсы;

с = 43 мм — свободный свес плиты.

Для баз внецентренно сжатых колонн сплошного типа характерно неравномерное распределение давления на фундамент под опорной плитой. Рабочая площадь опорной плиты определяется из условия, что наибольшее суммарное напряжение в бетоне не должно превышать расчетного сопротивления бетона при осевом сжатии. Исходя из этого определяется длина опорной плиты:

Принимаем L = 115 см.

Определяем фактические нормальные напряжения в бетоне фундамента:

Толщина опорной плиты определяется ее работой на изгиб как пластинки, опертой на торец колонны, траверсы и ребра. Можно выделить участки пластинки, опертые по одной, трем и четырем сторонам (кантам), соответственно обозначенные цифрами 1,3,4. Вырезав из консольного участка 1, опертого по одному канту (1), полоску единичной ширины, можно рассматривать ее как консольную балку с пролетом с и с поперечным сечением 1? tоп. Изгибающий момент в месте заделки консольной балки:

В пластинке опертой по трем сторонам (3), так как 5.8 / 24 = 0.24 < 0.5, то противоположные защемления не влияют на работу пластинки, и она работает как консольная балка с пролетом 5.8 см. Изгибающий момент будет равен:

В пластинке опертой по четырем кантам (4), так как 40 / 11.6 = 3.45 > 2, то левое и правое защемления не влияют на работу пластинки, и она работает по балочной схеме с пролетом а. Изгибающий момент будет равен:

В пластинке опертой по трем сторонам (5), так как 5.8 / 24 = 0.24 < 0.5, то противоположные защемления не влияют на работу пластинки, и она работает как консольная балка с пролетом 5.8 см. Изгибающий момент будет равен:

Толщину опорной плиты найдем по максимальному моменту по формуле

Принимаем tоп = 18 мм.

Высоту траверсы найдем по длине сварных швов прикрепления траверсы к ветвям колонны.

Сварной шов прикрепления траверсы к ветвям колонны рассчитаем на наибольшую опорную реакцию RВ = 413.8 кН и примем этот шов для остальных ветвей.

Принимаем полуавтоматическую сварку под флюсом. Согласно табл. 55*

СНиП II-23−81* принимаем флюс АН-348-А и сварочную проволоку Св-08А.

По табл. 56 с учетом требований п. 11.1* принимаем Rwf = 180 МПа.

По табл. 3 СНиП II-23−81* Rwz = 0.45 Run = 0.45· 380 = 171 МПа.

Согласно п. 12.8 и табл.38* СНиП II-23−81* kf, min = 6 мм. Максимальный катет шва kf, max = 1.2tmin = 1.2· 12 = 14.4 м.

Согласно п. 11.2* и табл.34* СНиП II-23−81* ?f = 0.8;. ?z = 1.0.

Согласно п. 11.2* СНиП II-23−81* ?wf.= 1; ?wz.= 1.

Принимаем kf = 8 мм.

.

Принимаем hтр = 380 мм.

Проверим условие hтр = 380 мм < 85? fkf = 85· 0.8·8 = 544 мм.

Рассчитаем швы прикрепления левой траверсы к опорному листу. Длину шва примем равной lw = 450 — 0.01 = 440 м.

Принимаем kf = 8 мм.

Для подбора анкерных болтов используем следующую комбинацию усилий:

Na = -178.81 кН, Ma = 345,27 кНм. Требуемая площадь анкерных болтов определяется исходя из предположения, что растягивающая сила Fa, соответствующая растянутой зоне эпюры напряжений, полностью воспринимается анкерными болтами.

Геометрические размеры a = 36.43 см; y = 101.43 см и с = 63.2 см определяем по рисунку 5.7.

Уравнение равновесия относительно центра тяжести сжатой зоны бетона имеет вид:

Mа — Nа· a — Fa· y = 0.

Отсюда усилие, действующее в анкерных болтах (с одной стороны базы)

Fa = (Mа — Nа· a) / y.

и требуемая площадь сечения одного болта Где n — количество анкерных болтов с одной стороны базы;

Rd — расчетное сопротивление анкерных болтов, принимаемое по табл. 60 СНиП II-23−81*.

Принимаем анкерные болты 36 мм.

Анкерную плитку рассчитаем как однопролетную балку, опертую на траверсы и загруженную силами, равными несущей способности анкерных болтов.

Из условия размещения анкерных болтов принимаем ширину анкерной плитки bпл = 160 мм.

Тогда требуемая толщина анкерной плитки:

где b’пл = 160 — (36 + 5) = 119 мм — ширина плитки с учетом ослабления ее отверстиями под анкерные болты.

Принимаем толщину анкерной плитки tпл = 39 мм.

5.4 Расчет сопряжения верхней части колонны с нижней Стык осуществляется в монтажных условиях.

Принимаем высоту траверсы:

hтр = 0.8· hк = 0.8 м.

Толщину траверсы определим из условия ее работы на местное смятие:

м.

Принимаем tтр = 9 мм.

Накладка рассчитывается на усилие Nf.

кН.

Площадь накладки принимается равной площади полки надкрановой части колонны.

мм2.

Ширина из условия свариваемости:

мм.

Определим толщину накладки.

мм.

Принимаем 12 мм.

Длина накладки определяется длиной сварного шва.

Принимаем полуавтоматическую сварку под флюсом. Согласно табл. 55* СНиП II-23−81* принимаем флюс АН-348-А и сварочную проволоку Св-08А.

Согласно п. 12.8 и табл.38* СНиП II-23−81* kf, min = 5 мм. Максимальный катет шва kf, max = 1.2tmin = 1.2· 12 = 14.4 мм.

Принимаем общую длину накладки 400 мм.

Рассчитаем шов ш2 на усилие Dmax.

Принимаем kf = kf, min = 4 мм.

Заключение

В данном курсовом проекте была рассчитана поперечная рама цеха, ее элементы и узлы их сопряжения.

Расчет поперечной рамы цеха вследствие большой трудоемкости ручных расчетов производился на ЭВМ программным комплексом «Nastran» .

Так как поперечная рама цеха является статически неопределимой системой, полученные при статическом расчете усилия в элементах зависят от принятых жесткостей и площадей этих элементов. Поэтому необходимо сравнение принятых и полученных жесткостей и площадей элементов.

Сравним жесткости верхней и нижней частей колонны:

Сравним площади:

Так как расхождение момента инерции подкрановой части колонны и площади надкрановой и подкрановых частей, составляет менее 30%, то перерасчет поперечной рамы цеха не нужен.

1. СНиП 2.01.07−85. Нагрузки и воздействия. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.

2. СНиП II-23−81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990 г.

3. Василъченко В. Т. и др. Справочник конструктора металлических конструкций. — Киев, 1990.

4. Лихтарников Я. М. и др. Расчет стальных конструкций. — Киев, 1984.

5. Мандриков А. П. Примеры расчета металлических конструкций. — М., 1991.

6. Металлические конструкции. / Под ред. Беленя Е. И. — М., 1986.

7. Металлические конструкции. / Под ред. В. В Горева. — М., 2001.

8. Нинов А. А. и др. Статные конструкции производственных здания (справочник). — Киев, 1986.