Балочная клетка рабочей площадки

Министерство Образования и Науки Республики Казахстан Международная Образовательная Корпорация Казахская Головная Архитектурно-Строительная Академия Курсовой проект по дисциплине: Строительные конструкции II

на тему «Балочная клетка рабочей площадки»

Выполнила ст.гр.Стр (РПЗС)08−1

Афуксениди Анна Проверил ассоц. проф.

Бакиров К.К.

Алматы 2011

1. Расчет настила, балок настила и вспомогательных балок

2. Компоновка и подбор сечения главной балки

3. Изменение сечения балки по длине

4. Проверка прочности, прогибы и устойчивости составной главной балки

5. Проверка и обеспечение местной устойчивости сжатого пояса и стенки балки

6. Расчет поясного шва сварной балки

7. Расчет монтажного стыка сварной балки

8. Расчет опорного ребра сварной балки

9. Подбор сечения сплошной центральносжатой колонны

10. Расчет базы сплошной колонны Исходные данные

— шаг колонн в продольном направлении? =14 м

— шаг колонн в поперечном направлении b=5м

— нормативная временная нагрузка р_n =20 кПа

— материал настила С235

— материал главной балки С245

— материал балок настила С245

— класс бетона фундамента В10

— отметка верха настила 6,5 м

— строительная высота перекрытия 1,8 м Уа? ытша ж? ктеме бойынша сенімділік коэффициент ??_fp=1,2.

Т?семні? шекті салыстырмалы майысымы

Т?сем ар? алы?ыны? шекті майысымы

Рассмотрим два варианта компоновки балочной клетки рабочей площадки: первый — нормальный тип, второй — усложненный тип.

Вариант 1 — нормальный тип балочной клетки Шаг балок настила а₁ определяется несущей способностью настила и обычно принимается равным 0,6 — 1,6 м при стальном настиле. Определим максимальное и минимальное количество балок Принимаем количество шагов балок настила

n =16

Определяем шаг балок настила Определяем пролет настила Вычисляем соотношение пролета настила к его толщине

Тогда толщина настила будет равна Принимаем по сортаменту =10 мм.

Определяем вес настила, зная что 1 м² стального листа толщиной 10 мм весит 78,5 кг

78,5· 1,0=78,5 кг/м²=0,8 кН/м²

Нормативная нагрузка на балку настила Расчетная нагрузка на балку настила Расчетный изгибающий момент (при? = b = 5 м) М_max=q?²/8 = 20,47· 5²/8 = 63,96 кНм = 6396 кНсм Требуемый момент сопротивления балки По сортаменту принимаем двутавр № 24 W_x=289см³, g=27,3кг/м, I_x=3460см⁴, b=115мм) Проверяем только прогиб, так как W = 289 см³ > W_тр = 242,3 см³

Проверяем условие жёсткости

f= 1,96 см? 2 см.

Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба. Проверку касательных напряжений прокатных балках при отсутствии ослабления опорных сечений обычно не производят, так как она легко удовлетворяется из-за относительно большей толщины стенок балок.

Общую устойчивость балок настила проверять не надо, так как их сжатые пояса надежно закреплены в горизонтальном направлении приваренным к ним настилом.

Определяем расход металла на 1 м² перекрытия

— настил 78,5· 1=78,5 кг/м²

— балка настила g/a₁ = 27,3/0,824 = 33,13 кг/м²

Весь расход металла составит 78,5+33,13= 111 кг/м² = 1,11 кН/м²

Вариант 2 — усложненный тип балочной клетки Определяем количество шагов балок настила Принимаем n =6

Определяем шаг балок настила Шаг вспомогательных балок рекомендуется назначать в пределах 2−5 м. Поэтому принимаем количество шагов вспомогательных балок равным 4., тогда шаг этих балок будет равен Из соотношения определим толщину настила

)

Принимаем по сортаменту =10 мм.

Определяем вес настила, зная что 1 м² стального листа толщиной 10 мм весит 78,5 кг

78,5· 1 =78,5 кг/м²=0,8 кН/м²

Нормативная нагрузка на балку настила Расчетная нагрузка на балку настила Расчетный изгибающий момент (при ?=а₂=3,5 м) М_max=q?²/8 = 20,692· 3,5²/8 = 31,685кН/м=3169 кН/см Требуемый момент сопротивления балки для стали С245 R_y = 240 Мпа

W_тр =

По сортаменту принимаем двутавр № 20, имеющий: W_x=184см³, g=21кг/м, I_x=1840см⁴, b=100мм.

Проверяем только прогиб, так как W = 184 см³ > W_тр = 120,04 см³

<350/250=1,4 см .

Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба.

Нагрузка на вспомогательную балку от балок настила считаем равномерно распределенной, так как число балок не меньше 5. Определяем нормативную и расчётную нагрузку на вспомогательную балку Определяем расчетный изгибающий момент и требуемый момент сопротивления М= ql²/8=79,8· 5²/8=249,375кН·м=24 938 кН· см

W_тр.=М/(С_х· R_y·=24 938/(1,1·24·1) =944,6 см³

Выбираем по сортаменту двутавр № 40, имеющий W_x = 953 см³, I_x = 19 062 см⁴, g =57 кг/м, b_f =155 мм, t_f =13 мм Проверяем общую устойчивость вспомогательных балок в середине пролета, в сечении с наибольшими нормальными напряжениями. Их сжатый пояс закреплен от поперечных смещений балками настила, которые вместе с приваренным к ним настилом образуют жесткий диск. В этом случае за расчетный пролет принимаем расстояние между балками настила ?_ef = 8,33 см.

Общую устойчивость можно не проверять, если выполняется условие:

Проверим условия применения формулы:

и В сечении ?/2 ф = 0, следовательно с₁ = с и д =1- 0,7

Подставим полученные значения т. е. общую устойчивость балки можно не проверять.

Принятое сечение удовлетворяет требованиям прочности, устойчивости и прогиба.

По варианту 2 суммарный расход металла составляет По расходу металла вариант № 1 выгоднее, так как 1,11 кН/м² < 1,21кН/м².

Компоновка и подбор сечения составной главной балки Сечение составной главной балки подбираем по первому варианту компоновки балочной площадки. Балку проектируем из стали С 255, имеющей при толщине t? 20 мм с R_y = 240 МПа и R_s = 0,58· R_y=139 МПа = 13,9кН/см². Её предельный прогиб составляет f? (1/400)L.

Масса настила и балок настила g = 1,11 кН/см², собственную массу балки принимаем ориентировочно в размере 1−2% от нагрузки на неё. Максимально возможная строительная высота перекрытия по заданию h_стр. =1,8 м.

Рисунок Расчетные схемы, а — расчётная схема главной балки; б — сечение балки Определим нормативную и расчетную нагрузку на балку:

q_n = 1,02(p_n + g_n)· В =1,02(20+1,11)· 5=107,66 кН/м Определим расчетный изгибающий момент в середине пролета Поперечная сила на опоре Главную балку рассчитываем с учетом развития пластических деформаций. Определяем требуемый момент сопротивления балки, первоначально принимая с₁=с =1,1:

Определяем оптимальную высоту балки, предварительно задав высоту и толщину стенки Сравнив с имеющимися толщинами проката листовой стали, принимаем толщину стенки 10 мм.

Минимальную высоту балки определяем по формуле:

Строительную высоту балки определяем исходя из максимально возможной заданной высоты перекрытия и его конструкции:

Сравнивая полученные высоты, принимаем высоту балки больше чем h_min, близкой к h_opt и кратной 100 мм h = 130 см .

Проверяем принятую толщину стенки балки:

— из условия прочности стенки балки на касательные напряжения при опирании с помощью опорного ребра, приваренного к торцу балки

— из условия обеспечения местной устойчивости стенки балки без укрепления её продольным ребром жёсткости Сравнивая полученную расчетным путем толщину стенки с принятой (10мм), приходим к выводу, что она удовлетворяет условию прочности на действия касательных напряжений и местной устойчивости.

Размеры горизонтальных поясных листов находят исходя из необходимой несущей способности балки. Для этого вычисляем требуемый момент инерции сечения балки Находим момент инерции стенки балки, принимая толщину поясов t_f = 2 см Момент инерции, приходящийся на поясные листы Момент инерции поясных листов балки относительно ее нейтральной оси где А_f — площадь сечения пояса. Моментом инерции поясов относительно их собственной оси ввиду его малости пренебрегаем.

Отсюда получаем требуемую площадь сечения поясов балки:

где h_ef = h — t_f = 130 — 2 = 128 cм.

Принимаем пояса из универсальной стали 400Ч20 мм, для которой отношение

b_f / h =400 / 1300=1 / 3,25 находится в пределах (1/3 — 1/5) рекомендуемого.

Уточняем принятый ранее коэффициент учета пластической работы «с» исходя из:

По табл.66 уточняем коэффициент с = 1,11 который практически соответствует ранее принятому с = 1,1, поэтому его оставляем без изменения.

Проверяем принятую ширину (свес) поясов в сечениях, работающих с учётом развития пластических деформаций, исходя из их местной устойчивости:

Проверяем несущую способность балки исходя из устойчивости стенки в области пластических деформаций балки в месте действия максимального момента, где

Q и ф = 0.

где б = 0,24 — 0,15· (ф/R_s — 8,5· 10^-3(л_w— 2,2)² = 0,24−8,5· 10^-3·(4,2−2,2)² = 0,21.

Устойчивость стенки балки обеспечена.

Подобранное сечение балки проверяем на прочность. Для этого определяем момент инерции и момент сопротивление балки Наибольшее напряжение в балке:

Подобранное сечение балки удовлетворяет условию прочности. Высота сечения балки принята больше минимальной, поэтому проверку прогиба балки делать не нужно.

Изменение сечения балки по длине Место изменения сечения принимаем на расстоянии 1/6 пролета от опоры. Сечение изменяем уменьшением ширины поясов. Разные сечения поясов соединяем сварным швом встык, электродами Э 42 без применения физических методов контроля, то есть для растянутого пояса

Определяем расчетный изгибающий момент и перерезывающую силу в сечении

Рисунок к примеру изменения сечения, а — место изменения сечения; б — проверка приведённых напряжений Подбор изменённого сечения ведем по упругой стадии работы стали.

Определяем требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного сечения исходя из прочности сварного стыкового шва, работающего на растяжение:

Определяем требуемый момент инерции поясов Требуемая площадь сечения поясов Принимаем пояс 250Ч20 мм A_f1 = 50 см². Принятое сечение пояса удовлетворяет рекомендациям b_f1?18 см и b_f1?h/10 = 130/10 =13 см.

Определяем момент инерции и момент сопротивления уменьшенного сечения:

Проверка прочности, общей устойчивости и прогиба составной балки Проверка прочности балки.

Проверяем максимальные нормальные напряжения в поясах в середине балки Проверяем максимальное касательное напряжение в стенке на опоре балки

где

Проверяем местные напряжения в стенке под балками настила:

где F = 2· 20,47·5/2 =102,35 кН — опорные реакции балок настила; l_ef = b +2t_f = 11,5 +2· 2= = 15,5 см — длина передачи нагрузки на стенку балки.

Проверяем приведенные напряжения в месте изменения сечения балки Прочность балки обеспечена.

Проверяем общую устойчивость балки в месте действия максимальных нормальных напряжений, принимая за расчетный пролет l_ef — расстояние между балками настила:

а) в середине пролёта, где учтены пластические деформации при и кезінде где

б) в месте уменьшения сечения балки (балка работает упруго, поэтому д =1)

Обе проверки показали, что общая устойчивость балки обеспечена.

Проверку прогиба балки может не проводиться, так как принятая высота балки больше минимальной h =130 см? h_min = 125,4 см.

Проверка местной устойчивости сжатого пояса и стенки сварной балки

1. Проверка устойчивости сжатого пояса производится в месте максимальных нормальных напряжений в немв середине пролета балки, где возможны пластические деформации.

Рассчитываем

тогда проверку ведем по формуле:

Проверка показала, что местная устойчивость пояса обеспечена.

Проверка устойчивости стенки балки Первоначально определяем необходимость постановки ребер жесткости по формуле:

следовательно. вертикальные ребра жесткости необходимы. В зоне учета пластических деформации необходима постановка ребер жесткости под каждой балкой настила, т.к. местные напряжения в стенке, в этой зоне, не допустимы.)

Определяем длину области учёта пластических деформаций в стенке балки Расстановку вертикальных ребер принимаем по чертежу.

Устанавливаем необходимость проверки устойчивости стенки. Так как условная гибкость стенки проверка устойчивости стенки необходима.

Проверяем отсек «а». Определяем средние значения M и Q в сечении на расстоянии х = 247 см от опоры (под балкой настила) Определим действующие напряжения:

Определяем критические напряжения где

Определим значение коэффициента степени упругого защемления стенки в поясах где в — коэффициент, принимаемый по табл. 22; h_ef — расчётная высота стенки составной балки, для сварных балок h_ef = h_w.

При д = 2,06 и, а / h_ef = 2,77 по табл. 24 предельное значение отношения напряжений Расчетное значение поэтому у_cr определяем по формуле где С_cr =33,34 получили по табл. 21 при д = 2,06.

Затем определяем у_{loc, cr}, принимая, а = а/2 при вычислении :

где с₁ = 29,0 получили по табл.23 при д = 2,06 и

Подставляем полученные значения напряжений в формулу:

Проверка показала, что устойчивость стенки обеспечена.

балка сечение пояс устойчивость Расчет поясного шва сварной балки Балка работает с учетом пластических деформаций, а также имеется местная сосредоточенная нагрузка от балок настила, действующий на сжатый пояс балки. Поэтому швы выполняем двусторонние, автоматической сваркой в лодочку, сварочной проволокой Св — 08А.

Определяем толщину шва в сечении Х = 87,5 см, под первой от опоры балкой настила, где сдвигающая сила максимальна где n = 2 (при двусторонних швах), I₁ = 535 720,7 см⁴, S_f1 = 3100 см³, F =102,35кН, ?_ef = =15,5 cм. Определяем Q = q·

По табл. 56 для сварочной проволоки Св-08А R_wf =180 МПа = 18 кН/см². В соответствии с табл.3 и 51 для стали С255 R_wz= 0,45R_un= 0,45· 37 = 16,6 кН/см². По табл. 35 находим коэффициенты глубины проплавления угловых швов в_f = 1,1 и в_z = 1,15. Затем определяем более опасное сечения шва в_f R_wf= 1,1· 18 =19,8 кН/см²? ?в_z R_wz= 1,15· 16,6 = 19,09 кН/см². Отсюда выбираем меньшее значение 19,09 кН/см²) и определяем требуемую тощину шва Принимаем по табл.39 минимально допустимый при толщине пояса t_f = 20 мм шов толщиной k_f = 6 мм, что больше получившегося по расчету k_f = 2,5 мм.

Расчет монтажного стыка сварной балки на высокопрочных болтах Монтажный стык делаем в середине пролета балки, где M = 3143,35 кН· м и Q = 0.

Стык осуществляем высокопрочными болтами d = 20 мм из стали марки 40Х «селект», имеющей по табл. № 61 наименьшее временное сопротивление R_bun =1100МПа = 110 кН/см². Способ обработкии соединяемых поверхностей — газопламенная. Несущая способность болта, имеющего две плоскости трения где определяется из табл. 62 так как количество болтов n ?10 коэффициент принимаем способ регулирования натяжения болта по углу закручивания, разница в диаметрах отверстия и болта д = 1…4 мм, поэтому по табл.37 коэффициенты м =0,42 и количество поверхностей трения k = 2.

Стык поясов Стык каждого пояса балки перекрываем тремя накладками сечениями 400 Ч 12 мм и 2Ч180×12 мм. Общая площадь сечения накладок Определяем усилие в поясе:

Количество болтов для прикрепления накладок

Принимаем 16 болтов.

Стык стенки Стык стенки перекрываем двумя вертикальными накладками размером 340Ч1200Ч12 мм.

Момент, действующий на стенку балки:

Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов Находим коэффициент стыка

(где m = 2 — число вертикальных рядов на полунакладке; из таб. 7.9 находим количество рядов болтов k по вертикали при б = 2,2, k =11 (б = 2,2? 2,14). Принимаем 11 рядов с шагом 110 мм, так как 110 · 10 = 11 000 мм.)

Поверяем несущую способность стыка стенки балки где

Монтажный стык сварной балки Проверяем ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d_о =22 мм (на 2 мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен двумя отверстиями по краю стыка т. е. ослаблением пояса можно пренебречь.

Проверяем ослабление накладок в середине стыка четырьмя отверстиями Ослабление накладок также можно не учитывать.

Расчет опорного ребра сварной балки Опорная реакция балки F = 898,1 кН.

Опирание балки выполняем с помощью опорного ребра, приваренного к торцу балки. Определяем площадь смятия торца опорного ребра:

где R_p — расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности. Для стали С255 при толщине проката 10−20 мм по табл. 51 Принимаем ребро с поперечным сечением 250Ч12 мм, тогда

Проверяем опорную стойку балки на устойчивость относительно оси z-z.

Ширина участка стенки балки, включенной в работу опорной стойки:

Площадь сечения опорного участка:

см².

Момент инерции сечения опорного участка:

тогда

По табл. 72 ц = 0,946

Устойчивость опорного участка балки обеспечена.

Рассчитываем прикрепления опорного ребра к стенке балки двусторонними швами полуавтоматической сваркой проволокой Св -08А.

Определяем минимальное значение в R_w, для этого по табл. 56 принимаем R_wf = 180 МПа = 18,0 кН/см²;по табл. 51 R_wz= 0,45R_un= 0,45· 37 =16,65кН/см²; по табл. 35 в_f = 0,9, в_z = 1,05, тогда в_f· R_wf = 0,9· 18 = 16,2 кН/см²? в_z· R_wz = 1,05· 16,65 = 17,48 кН/см².

Определяем катет сварных швов:

Принимаем шов k_f = 7 мм, что больше значения k_{f min} приведенного в таб. 39

Проверяем длину сварного шва Опорное ребро привариваем к стенке балки по всей высоте сплошными швами.

Подбор сечения сплошной центрально-сжатой колонны Геометрическая высота колонны l = 6,5 -0,01 -0,24−1,3 +0,6=5,55 м Расчётная продольная сила, действующая на колонну, равна сумме опорных реакций от двух главных балок опирающихся на неё

F = 2 · Q_max = 2· 898,1=1814,4 кН, где к-коэффициент, учитывающий собственный вес колонны.

Материал колонны — сталь С245, расчётное сопротивление которой при t =1,5−20 мм R_у= 240 МПа = 24 кН/см². Коэффициент условий работы г_с=1.

Принимаем сечение колонны двутавровым, свариваемой из трех листов.

Расчетная длина стержня колонны l_ef=0,7· l=0,7·5,55=3,885 м.

Задаемся гибкостью л=80 (для сплошных колонн при N =1500…2500 кН можно принять в пределах л =100…70; при N =2500…4000 кН — л =70…50).

Условная гибкость колонны

По табл. 8 определим тип кривой устойчивости — тип «b». В соответствии с прилож. 8 по проекту новых норм для кривой типа «b» коэффициент устойчивости при центральном сжатии ц = 0,697. Предварительно определяем требуемые: площадь сечения колонны при

N = F

радиус инерции1795

ширина сечения по табл. 8.1

Принимаем сечение полки, равное 2· (21·2)=84 см², сечение стенки 21· 1,2=25,2 см².

Площадь поперечного сечения: А=84+25,2=109,2 см².

Сечение колонны со сплошной стенкой Проверяем общую устойчивость колонны относительно оси «у»

Условная гибкость колонны

По проекту новых норм (прилож. 8) для кривой типа «b» коэффициент устойчивости при центральном сжатии ц = 0,743.

Так как запас превышает 5%, производим корректировку сечения. Для этого уменьшаем толщину стенки и назначаем t_w=10 мм. Тогда изменённое сечение колонны имеет:

А = 2· 21·2 +21· 1,0=105 см²;

Гибкость колонны условная гибкость колонны Коэффициент устойчивости ц = 0,752.

Запас не превышает 5%, поэтому принимаем изменённое сечение.

Проверяем местную устойчивость стенки колонны.

Стенка колонны будет устойчивой, если условная гибкость стенки не превысит предельную условную гибкость по табл.29

Условие выполняется, значит, стенка колонны устойчива.

Проверяем местную устойчивость поясных листов колонны.

Устойчивость поясных листов центрально-сжатых элементов считается обеспеченной, если условная гибкость свеса сжатого пояса не превышает значений предельной условной гибкости пояса Условие выполняется, т. е. полка колонны устойчива.

Расчет базы сплошной колонны Материал базы — сталь С245, расчетное сопротивление которой при толщине t_w = 1,5−20мм по табл.51 R_y = 24 кН/см². Бетон фундамента В10 — расчётное сопротивление для первой группы предельных состояний по табл.13 R_b = 6 МПа = 0,6 кН/см².

Расчётная сила давления на фундамент

N = F + G_кол. =1814,4 + 4,71 = 1819 кН.

Здесь G_кол = A· H·с_s·г_f·g = 0,0105· 5,55·7,85·1,05·9,81 = 4,71 кН — вес колонны;

А — площадь сечения колонны; Н — геометрическая высота колонны; с_s = 7,85 т/м³ — плотность стали; г_f — коэффициент надёжности по нагрузке от веса колонны; g = 9,81 м/с² — ускорение свободного падения.

Требуемая площадь опорной плиты базы где — расчётное сопротивление бетона смятию; б = 1 для бетона класса ниже В25, для бетона классов В25 и выше ц_b принимают не более 2,5 для бетонов класса выше В7,5 и для бетонов класса В3,5; В5; В7,5 не более 1,5 (п.п 3.39).

Считая в первом приближении плиту базы квадратной, будем иметь стороны плиты равными B = L == 38,94 см. Принимаем размер плиты B = L= 39 см. Уточняем площадь плиты см².

Напряжение под плитой

Конструируем базу колонны с траверсами, привариваем их к полкам колонны и к опорной плите угловыми швами. Вычисляем изгибающие моменты на разных участках для определения толщины плиты. В плите имеются три участка с различным количеством опертых кантов.

На участке 1 плита опёрта на четыре канта. Соотношение сторон b/a = 21/10 = 2,1? 2. Изгибающий момент

= 0,125 · 1,2 ·

где q — расчётное давление на 1 см² плиты, равное напряжению в фундаменте под плитой;

б = 0,125 — коэффициент, зависящий от отношения более длинной стороны участка «b» к более короткой «a» и принимаемый по табл. 8.5

На участке 2 плита работает как консоль длиной (390 — 210 — 2· 10)/2 = 80 мм, где 10 мм — толщина траверсы.

На участке 3 плита опёрта на три канта, где коэффициент б зависит от отношения закреплённой стороны к незакреплённой 7/21 = 0,33? 0,5. При таких соотношениях сторон участка плита работает тоже как консоль с длиной консоли 7 см.

Определяем толщину опорной плиты по максимальному моменту Принимаем плиту толщиной t_пл = 32 мм.

Расчёт траверсы. Считаем в запас прочности, что усилие на плиту передаётся только через швы, прикрепляющие стержень колонны к траверсам.

Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой в углекислом газе сварочной проволокой Св08Г2С. Толщину траверс принимаем t_тр = 12 мм. По табл.56 расчётное сопротивление металла шва R_wf = 215 МПа = 21,5 кН/см². По табл. 3 расчётное сопротивление металла границы сплавления R_wz =0,45R_un и по табл. 51 для стали С245 R_un = 370 МПа = 37 кН/см².

Определяем расчётное сечение соединения. Задаёмся катетом шва k_f = 12 мм, тогда по табл. 36 в_f = 0,8; в_z = 1.

в_f · R_wf = 0,8· 21,5 = 17,2? в_z · R_wz =1· 0,45· 37 = 16,65 кН/см²,

таким образом, расчётным сечением является сечение по металлу границы сплавления_.

Расчётная длина шва Высота траверсы h_тр = l_w + 1 = 22,8 + 1 = 23,8 см. Принимаем высоту траверсы 24 см. Проверяем прочность траверсы как балки с двумя консолями. Момент в середине пролёта

— =352,8 кН· см².

Момент сопротивления траверсы W_т = 1,0· 24² / 6 = 96 см³. Напряжение у = 352,8 / 96 = 3,7 кН/см²? R_y = 24 кН/см², сечение траверсы удовлетворяет требованию прочности.

Список используемой литературы

1. Ю. И. Кудишин Металлические конструкции. М.: Издательский центр «Академия», 2007 г.

2. СНиП РК 5.04−23−2002. Стальные конструкции. — Астана, КАЗГОР, 2002.

3.СНиП 2.03.01−84*. Бетонные и железобетонные конструкции. Минстрой России. — М.: ГП ЦПП, 1996.

4.Е. И. Беленя «Металлические конструкции» Стройиздат, 1986 г.

5. Бакиров К. К. Строительные конструкции II. Раздел «Металлические конструкции». Учебное пособие. Аламты, КазГАСА 1996 г.