Проектирование металлоконструкций

Окончательно принимаем двутавр 35Ш3. Выполняем расчет соединительной решетки подкрановой части колонны Для этого необходимо выбрать максимальную из фактически действующей и условной поперечных сил. Фактическая поперечная сила была определена при выполнении статического расчета поперечной рамы — = 120,5 кН. Условную поперечную силу находим по формуле (23) [1]: == 7,15*10−6*(2330−2,06E+05/260)*1606,2/0,942 = 18,75 кН. Сравнивая и для расчетов выбираем большее значение 120,5 кН. Раскосы решетки расположены под углом к ветви; = 1,50/1,581 = 0,95; = 43,5о.Усилие сжатия в раскосе: = 120,5/2/sin43,5о = 87,5 кН. Задаемся = 0,6. Требуемая площадь раскоса решетки: = 87,5/0,6/26/0,75 = 7,48 см², где = 0,75 (табл. 6 [1]).Принимаем уголок 90×6 с = 10,61 см²; минимальным радиусом инерции = 1,82 см. Длина раскоса = 158,1/cos43,5 = 218,0 см; гибкость = 218,0/1,82 = 120; коэффициент продольного изгиба = 0,420; напряжения в раскосе: = 87,5/0,420/10,61 = 19,64 кН/см2 < = 26*0,75 = 20 кН/см2.Проверяем устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента. Для этого определяем геометрические характеристики всего сечения: = 2*116,30 = 232,60 см²; = 2*[4170,0+232,60*(150/2)2] = 1 316 715 см4; = = 75,24 см. Гибкость стержня = 2846/75,24 = 37,83; приведенная гибкость составного элемента с соединением ветвей на решетке (табл. 7 [1]): = (37,832+29,1*232,60/21,22)0,5 = 41,8,где = 2*10,61 = 21,22 см²; - коэффициент, определяемый по формуле (п. 5.6 [1]): = 10*218,03/1502/158,1 = 29,1.Условная приведенная гибкость: = 41,8*(260/2,06E+05)0,5 = 1,49.Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь: = 957,3*232,60*10−4/2310,1/(1 316 715*10−8)*1,50/2 = 0,55;при = 0,55 и = 1,49 = 0,703 (табл. 75 [1]); = 1936/0,703/232,60 = 14,13 кН/см2 < = 26*0,95 = 24,70 кН/см2.Устойчивость колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно — она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей. Расчет базы колонны

База является опорной частью колонны и предназначена для передачи усилий от колонны на фундамент. В ее состав входят: опорная плита, траверсы, ребра, анкерные болты, а также устройства для их крепления (столики, анкерные плиты, и т. д.). Конструктивное решение базы зависит от типа колонны и способа ее сопряжения с фундаментом (шарнирное или жесткое).

Существует два типа баз — общая и раздельная. В условиях курсового проекта принята раздельная база. Для расчета базы выбираем неблагоприятные комбинации усилий в сечении 1 нижней части колонны колонны. Для шатровой ветви: = 767,0 кН*м; = 2052,0 кН; = 1537,3 кН. Для подкрановой ветви: = 957,3 кН*м; = 1936 кН; = 1606,2 кН. В курсовом проекте допускается проектировать базу только для одной ветви с большим усилием. Другая база принимается конструктивно, в соответствии с расчетной. В связи с тем, что наибольшее усилие возникает в подкрановой ветви, выполняем ее расчет. Требуемая площадь опорной плиты, где , — призменная прочность бетона, выборка из [3] приведена в таблице (Таблица 5.1); для класса бетона В15 имеем = 11,0 МПа; - коэффициент увеличения до в зависимости от соотношения площади верхнего обреза фундамента и рабочей площади опорной плиты:.Принимаем = 1,2; = 1,2*1,1 = 1,32 кН/см2, тогда1606,2/1,32 = 1216,82 см².Таблица. Призменная прочность бетона

Класс бетона

В7,5В10В12,5В15В20В25В30В35Rb, Мпа/ кгс/см25,57,59,511,015,018,519,8,025,556,176,596,911 215 318 919,84260

При назначении размеров опорной плиты следует учитывать следующие требования:

а) центры тяжести ветви и опорной плиты должны совпадать;

б) свесы плиты должны быть не менее 40 мм;в) толщину траверсы принимают 10−24 мм. Исходя из этих требований, назначаем размеры плиты: 430×354мм, а толщину траверсы — 12 мм.Рис.. База ветви колонны. Среднее фактическое напряжение под опорной плитой: = 1606,2/(43*35,4) = 1,06 кН/см2.Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (с. 200−202 [7]). Номера участков по Рис. 5.

3.Участок 1. Консольный свес, = 4,0 см: = 1,06*4,02/2 = 8,44 кН*см.Участок 2. Плита, опертая по трем сторонам, где — меньшая сторона плиты;

так как = 25,0/4,25 = 5,9>2, то рассчитываем этот участок как консольный: = 1,06*4,252/2 = 9,53 кН*см.Участок 3. Плита, опертая по четырем сторонам, так как = 31,3/11,98 = 2,6>2, то момент находим как в однопролетной балке пролетом = 11,98 см: = 1,06*11,982/8 = 18,91 кН*см.Требуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту = 18,91 кН*см, как для балки сечением: = (6*18,91/1/26/1,2)0,5 = 1,91 см, где = 26 кН/см2 (сталь С285, табл. 51* [1]), = 1,2 (табл. 6* [1]).По сортаменту листовой горячекатаной стали С255 ГОСТ 82–70* с учетом припуска на фрезеровку — 2 мм — принимаем = 22 мм. Высоту траверсы определим из условия размещения сварного шва прикрепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности считаем, что все усилия в ветви передаются через 4 угловых шва. Сварка — полуавтоматическая, проволокой марки, = 1,4…2 мм. Принимаем = 10 мм. Требуемую длину шва определяем из условия прочности по металлу шва., где = 0,9; = 18 кН/см2; = 1,0; = 1,0;+1 = 25,79 см. Расчетная длина флангового шва должна удовлетворять условию:

25,79< = 85*0,9*1 = 76,5 см (п. 12.8 [1]).Принимаем = 28 см. В запас прочности проверяем траверсу как однопролетную балку, шарнирно опирающуюся на полки ветви колонны. Равномерно распределенная нагрузка на траверсу (Рис. 5.3): = 1,06*11,19 = 11,80 кН/см, где = 4,0+11,98/2+1,2 = 11,19 см. Момент в середине пролета: = 11,80*31,302/8 = 1370,04 кН*см, где = 31,30 см — пролет траверсы. Поперечная сила на опоре: = 11,80*31,30/2 = 184,75 кН. Геометрические характеристики траверсы: = 28*1,2 = 34 см²; = 1,2*282/6 = 157 см³. Прочность траверсы по нормальным напряжениям: = 1370,04/157 = 8,74 кН/см2< = 26*0,95 = 24,70 кН/см2.Прочность траверсы на срез у опоры: = 184,75/34 = 5,50 кН/см2< = 15,08*0,95 = 14,33 кН/см2,где = 0,58*26 = 15,08 кН/см2 — расчетное сопротивление стали сдвигу (табл. 1* [1]).Прочность траверсы обеспечена. Определяем требуемый катет швов, прикрепляющих траверсы к опорной плите. Сварка ручная, электродом, = 0,7: = 11,80*31,30/0,7/18/1,0/1,0/((31,30−1)+2(4,25−1)) = 0,80 см. Принимаем = 10 мм. Анкерные болты служат для передачи растягивающих усилий от колонны на фундамент. Их рассчитывают на специальную комбинацию усилий: = 409,6 кН*м; = 253 кН. Усилие отрыва от фундамента, приходящееся на анкерные болты: = 409,6/1,50−253/2 = 146,57 кН. Требуемая площадь сечения болтов: = 146,57/18,5 = 7,92 см², где = 18,5 кН/см2 — расчетное сопротивление фундаментных болтов, выполненных из стали С235 (Вст3кп2) (табл. 60 [1]), растяжению. Диаметр анкеров обычно назначают от 20 до 60 мм, так как более толстые сложны в изготовлении. Принимаем по расчету (поскольку отрывающее усилие значительно)

2 анкера диаметром = 24 мм общей площадью нетто: = 9,05 см². При размещении анкерных болтов необходимо соблюдать следующие требования:

а) центр тяжести ветви и равнодействующая усилий в анкерах должны лежать на одной оси;б) чтобы можно было свободно повернуть гайку при затяжке болта, минимальное расстояние от оси болта до траверсы необходимо принимать ;в) для обеспечения возможности сдвижки колонны во время монтажа по фундаменту во все стороны, анкерные болты выносят за опорную плиту примерно на 20 мм. Последним рассчитываемым элементом базы является анкерная плитка. Ее рассчитывают как балку, свободно опертую на траверсы и нагруженную сосредоточенной силой от анкера. Из условия размещения анкерных болтов назначаем ширину плитки равной = 200 мм. Толщину анкерной плитки назначают из условия прочности по нормальным напряжениям:.Принимаем = 10 мм из конструктивных соображений. Расчет фермы

Задание на проектирование

Запроектировать стропильную ферму с параллельными поясами пролетом 24 м. Сопряжение фермы с колонной — жесткое. Материал стержней ферм и фасонок по заданию — сталь С255, = 240 МПа = 24= кН/см2 (t≤ 20 мм). Элементы фермы выполнены из парных уголков: для поясов — соединенных в тавр, для раскосов и стоек — в виде крестового соединения. Сбор нагрузок на ферму

Постоянная нагрузка

Состав кровли приведен в таблице (Таблица 4.1).Нагрузка от массы покрытия (за исключением фонаря): = 3,28−1,05*0,10 = 3,18 кН/м2.Массу фонаря в отличие от расчета рамы учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму. Масса каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря= 0,10 кН/м2.Масса бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки = 2,0 кН/м.Узловые силы (Рис. 6.1, а), кН: = 3,18*6*3 = 57,2 кН; = 3,18*6*3+(0,10*0,5*3+2,0)*6 = 70,1 кН; = 3,18*3*6+0,1*6*3 = 59,0 кН. Силы и приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются. Силы, и принимаются симметрично. Опорные реакции фермы: = 2*57,2+70,1+59 = 243,5 кН.Рис.. Расчетные схемы к расчетe фермы:

а — схема постоянной нагрузки; б и в — схемы снеговой нагрузки

Снеговая нагрузка

Расчетная нагрузка, кН/м2:.Узловые силы, первый вариант снеговой нагрузки (Рис. 6.1, б): = 1,8*6*3*1,07 = 34,7 кН; = 1,8*6*3*(0,8+1,07)/2 = 30,3 кН; = 1,8*6*3*0,8 = 25,9 кН. Опорные реакции: = 2*34,7+30,3+25,9 = 125,6 кН. Узловые силы, второй вариант снеговой нагрузки (Рис. 6.1, в): = 1,8*6*3 = 32,4 кН; = 1,8*6*(3/2+0,85)+1,8*6*(3/2−0,85)*2,4 = 42,2 кН; = 1,8*6*3/2*2,4 = 38,9 кН. Опорные реакции: = 32,4+42,2+38,9 = 113,5 кН. Нагрузка от рамных моментов и распора

Согласно таблице РСУ (Таблица 4.3), для первой комбинации, включающей загружения1, 2, 3, 4(-), 5*, = -441 кН· м; =-114−58−75−24+39 = -232 кН· м (1, 2, 3*, 4*(-), 5).Вторая комбинация (без учета снеговой нагрузки): = -441-(-58) = -383 кН· м; = -232-(-58) = -174 кН. Нагрузка от распора рамы:

первая комбинация (1, 2, 3, 4(-), 5* / 1, 2, 3*, 4*(-), 5): = 4,9+3,4+73+34,6+3,1 = 119 кН; = 4,9+3,4+26+4+0,45 = 38,8 кН. вторая комбинация (без учета снеговой нагрузки): = 4,9+73+34,6+3,1 = 115,6 кН; = 4,9+26+4+0,45 = 35,4 кН.Рис.. Схема приложения опорных моментов и распора

Схема приложения опорных моментов и распора приведена на Рис. 6.

2.Определение усилий в стержнях фермы

Согласно [8, с. 386], усилия в стержнях фермы определяем раздельно для каждой нагрузки с помощью построения диаграммы Максвелла-Кремоны или на ЭВМ. В данном проекте принят расчет на ЭВМ посредством ПК «Лира». При вычерчивании схемы фермы (Рис. 6.3, а) за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Сумму привязок осей поясов таврового сечения к их внешним граням можно принять равной 100 мм. Уклоном фермы при i= 0,025 можно пренебречь.Рис.. Расчетная схема усилий от распорного момента

Для выполнения расчета на действие опорных моментов распорные моменты заменяются парой сил с плечом, равным расчетной высоте фермы на опоре:

первая комбинация: = = 205 кН; = = 108 кН;вторая комбинация: = = 178,1 кН; = = 80,9 кН. Усилия от всех видов загружения сводим в таблицу расчетных усилий в стержнях фермы (табл. 13.1) и находим суммарные расчетные усилия. Усилия от опорных моментов и распора рамы учитываем только в том случае, если они догружают стержень или меняют знак усилия.Таблица. Расчетные усилия в стержнях фермы, кНЭлемент№стержней

Усилия от постоянной нагрузки

Усилия от снеговой нагрузки

Усилия от опорных моментов

Расчетные усилия123№нагрузок

УсилиеВерхнийпояс

В-1——2 053 205В-3, В-4−497−2 551 811, 2−752В-6−678−3 341 571, 2−1012

Нижнийпояс

Н-2 279 148*-167**1, 2427Н-5 636 315*-142**1, 2951

Решетка1−2-351−186*-151, 2−5372−3 269 139*151, 24 084−5-170−74−151, 2−2445−65 122 151, 273Стойки3−4, 6−6'-59−42*—1, 2−101* -по второму варианту снеговой нагрузки** - по второй комбинации моментов и распоров

Подбор сечений стержней фермы

Расчётные длины стержней ферм принимаются по табл. 11 [1]. Так, в плоскости ферм для поясов и опорных раскосов расчётные длины равны расстоянию между узлами —, прочих элементов решётки ферм с узловыми сопряжениями на фасонках — .В направлении перпендикулярном плоскости фермы (из плоскости фермы) для опорных раскосов и элементов решётки ферм с узловыми сопряжениями на фасонках -.Для поясов расчётные длины из плоскости зависят от компоновки связей в шатре. В курсовом проекте шаг узлов верхнего пояса, закреплённых от смещения из плоскости, составляет 6 м, поэтому = 6 м. Для приопорных стержней нижнего пояса = 6 м (ввиду наличия продольных горизонтальных связей по нижним поясам ферм).Для прочих стержней нижнего пояса расчетная длина при отсутствии распорки посередине пролета = 24−6*2 = 12 м, где = 12 м — пролет фермы. В конструкциях, не подвергающихся динамическим воздействиям, гибкость растянутых стержней ограничивают только в вертикальной плоскости (чтобы предотвратить чрезмерное их провисание), установив для всех растянутых стержней предельную гибкость = 400. Предельные гибкости сжатых поясов и опорных раскосов вычисляются по формуле, где, причем α≥0,5. Здесь N — усилие в стержне, φ - коэффициент продольного изгиба, А — площадь поперечного сечения стержня, — расчётное сопротивление стали по пределу текучести, — коэффициент условий работы. Для прочих сжатых элементов решётки [λ] = 210−60α.Наименьший профиль, рекомендуемый для применения в фермах, — уголок 50×5. Пояса ферм пролётом до 24 м принимают постоянного сечения. Фермы больших пролетов проектируют со сменой сечения поясов по длине.

Стропильные фермы разбивают на отправочные марки длиной 12… 15 м. Толщину фасонок в зависимости от усилия в опорном раскосе = -537 кН принимаем равной 12 мм [8, табл. 9.2 (с. 285)]. Подбирать сечения стержней фермы удобно в табличной форме без промежуточных вычислений (Таблица 6.2).

Такая таблица позволяет выполнить расчет в наиболее компактной форме и в то же время служит контролем учета всех факторов расчета.Таблица. Таблица подбора сечений стержней стропильной фермы

Типэле-мента

Обо-значе-ние

Сече-ние, см2, кНГеом.

длина

Расчетныедлины, см

Радиусыинерции, см

Гибкости, МПаВ. пояс

В-1L 160×11*68,84+2 052 802 802 804,957,574 057 400—8,00,9524—В-3, В-4L 160×11*68,84−7 523 003 003 004,957,6 143 611 460,80013,70,95 240,569В-6L 160×1168,84−10 123 003 006 004,957,6 186 861 230,64222,900,95 240,954Н. пояс

Н-2L125×9*44,00+4 275 805 805 803,865,56 150 104 150 400—9,70,9524—Н-5L125×944,00+95 160 060 012 003,865,56 155 216 216 400—21,60,9524—Оп. раскос1−2L110×730,3−5 373 531 773 534,924,923 672 721 200,74023,90,95 240,998Раскосы2−3L50×611,38+2 693 692 953 692,562,56 115 144 144 400—23,60,9524—4−5L90×621,22−2 443 692 953 694,114,117 290 901 540,61218,80,820,20,9305−6L50×6*11,38+733 692 953 692,562,56 115 144 144 400—6,40,9524—Стойка3−4, 6−6'L50×6*11,38−1 012 151 722 152,562,566 784 841 700,65613,50,820,20,670* - сечения, принятые по унификации или конструктивно.Рис.. Схема фермы с нумерацией элементов

Расчет узлов

Общие данные для расчета

Зазор между спаренными уголками фермы по усилию в опорном раскосе (= -537 кН) принят 12 мм. Для обеспечения совместной работы стержней из двух уголков ставятся прокладки (Рис. 6.5), располагаемые по длине сжатых стержней на расстояниях растянутых -. При этом в пределах длины сжатого элемента следует предусматривать не менее двух промежуточных прокладок.Рис.

6.5. Расположение прокладок

Расчет прокладок выполним в табличной форме (Таблица 6.3).Таблица 6.

3. Расчет прокладок

МестоЭлемент

Сечение, кНГеом.

длина

Соединительная планка

Верхний пояс

В-1L 160×11+2054,952 807,04,95—396В-3, В-4L 160×11−7524,953 007,04,95 198—В-6L 160×11−10 124,953007,04,95 198—Нижний пояс

Н-2L125×9+4273,865 805,563,86—309Н-5L125×9+9513,866 005,563,86—309Опорныйраскос1−2L110×7−5374,923 534,924,92 197—Раскосы2−3L50×6+2692,563 692,562,56—2054;5L90×6−2444,113 694,114,11 164—5−6L50×6+732,563 692,562,56—205Стойки3−4, 6−6'L50×6−1012,562 152,562,56 102—Расчет рядовых узлов

Расчет рядовых узлов фермы из уголков удобно производить в табулированной форме (Таблица 6.4) .Соединение элементов решетки в узлах рассчитывается на усилия, приведенные в таблице (Таблица 6.1). Соединение поясов с фасонками рассчитывается на суммарное усилие: — в узлах верхнего пояса; - в узлах нижнего пояса, где и — усилия в поясе, приложенные справа () и слева () от рассчитываемого узла фермы. Расчет узлов ведем на основании СНиП [1]. Для расчета узлов принята ручная сварка электродами Э42. Материал фасонок — принята сталь С255, t = 2−20мм, Run =370 МПа. Расчетное сопротивление углового шва и коэффициенты, определяющие глубину провара, составляют:

по металлу шва: = 180 Н/мм2, = 0,7;по металлу границы сплавления:= 0,45*370 = 166,5 Н/мм2, = 1,0.Проверяем правильность выбора марки электрода при ручной сварке:; 1,1*166,5 = 183,2 ≈ 180 < 166,5*1,0/0,7 = 237,86.Расчет сварного соединения с угловыми швами производится:

по металлу шва при;по металлу границы сплавления при. В нашем случае расчет производим по металлу шва, так как0,7*180 = 126 < 1,0*166,5.С учетом действующих нагрузок катет углового шва принимаем 0,8 см, что отвечает требованиямо: 7 мм < = 8 мм < = 1,2*12 = 14,4 мм, где = 12 мм — толщина более толстого из свариваемых элементов (в нашем случае толщина фасонки).Требуемая суммарная расчетная длина шва определяется по формуле:.Расчетная длина шва должна быть: = 3,2 см < = 85*0,7*0,8 = 47,6 сми не менее 4 см. Длины сварных швов округляются до 1 см. Вычисления сведены в таблицу (Таблица 6.4).Таблица 6.

4. Расчет рядовых узлов фермы из уголков

ЭлементфермыНомерстержня

СечениестержняУсилие N, кНРазностьусилий DN, кНУзловаянагрузкак

НСуммарныеусилияк

НКатет шва см

Длинашва см

Длина шва, смобушокперо

Раскосы1−2L 110×7−537——5370,8280,950,7200,382−3L 50×6+269——2690,8140,950,7100,344−5L 90×6−244——2440,8150,80,7110,355−6L 50×6+73——730,850,950,740,32Стойки3−7; 6−6'L 50×6−101——1010,860,80,740,32Верхнийпояс

В-1L 160×11+205+20 591,9224,70,8120,950,780,34В-3L 160×11−752−95 799,4962,10,8500,950,7350,315В-4L 160×11−75 201 091 090,860,950,740,32В-6L 160×11−1012−26 084,9281,90,8150,950,7110,35Нижнийпояс

Н-2L 125×9+427+427—4270,8220,950,7150,37Н-5L 125×9+951 524—5240,8270,950,7190,38Расчет опорного узла

Определим размеры опорного ребра стропильной фермы. Ширина и толщина опорного ребра определяется из условия его нормальной работы на смятие, а высота — по длине сварного шва, прикрепляющего ребро к фасонке.Рис. 6.

6. Опорный узел фермы. Толщина опорного ребра из конструктивных соображений принимается равной 12−24 мм. Принимаем = 20 мм. Величина опорной реакции фермы = 369,1 кН. Необходимая ширина ребра из условия его нормальной работы на смятие, где = 166,5/1,025 = 162,44 МПа = 16,24 кН/см2]); = 1,025 — коэффициент надежности по материалу (табл. 2* [1]); = = 12,0 см. Ребро крепится болтами Ø20 мм к надколонной опорной стойке. Учитывая условия размещения болтов, принимаем ширину ребра = 20 см. Сварной шов, прикрепляющий опорное ребро к фасонке, располагается относительно линии действия опорной реакции с некоторым эксцентриситетом. Этот факт учитывают в расчете, увеличивая опорную реакцию на 20%.Катет шва обычно принимают по толщине фасонки. Требуемая полная длина сварного шва (по металлу шва), а значит, и высота ребра: = +1.2 = 14,7+1,3 = 16 см. Окончательно с учетом требуемых длин сварных швов, прикрепляющих опорный раскос к узлу стропильной фермы, принимаем = 40 см.

Список литературы

СНиП II-23−81*. Стальные конструкции/Госстрой России. — М.: ГУП ЦПП, 2000. — 96 с. СНиП 2.

01.07−85*. Нагрузки и воздействия/Госстрой России. — М.: ГУПЦПП, 2003. — 36 с. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 52−101−2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. — М.: ОАО «ЦНИИПромзданий, 2005. — 214 с. СП 53−102−2004

Общие правила проектирования стальных конструкций. — М.: Госстрой России ГУП ЦПП 2005 г. — 131 с. Горев В.

В., Уваров Б. Ю., Филиппов В. В. и др.

Металлические конструкции. В 3 т. Т. 1. Элементы стальных конструкций: Учебное пособие для строит. вузов/ Под ред.

В. В. Горева. — М.: Высш. шк., 1997.

— 527 с. Константинов И. А. Строительная механика. Применение программы SCADдля расчета стержневых систем. Часть 1. Учебное пособие.

СПб, 2003

Мандриков А. П. Примеры расчета металлических конструкций: Учебное пособие для техникумов. -

2-е изд., перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1991. — 431 с. Металлические конструкции: учебник для студ.

учреждений высш. проф. образования / [ Ю. И. Кудишин, Е. И. Беленя, В. С. Игнатьева и др.]; под ред. Ю. И. Кудишина. — 13-е изд., испр. — М.: Издательский центр «Академия», 2011. -

688 с. — (Сер. Бакалавриат).Металлические конструкции.

В 3 т. Т. 2. Конструкции зданий: Учеб. для строит, вузов / В.

В. Горев, Б. Ю. Уваров, В. В. Филиппов, Г. И. Белый и др.; Под ред.

В. В. Горева. — 2-е изд., испр. -

М.: Высш. шк., 2002. — 528 с.: ил.