Банк рефератов содержит более 364 тысяч рефератов, курсовых и дипломных работ, шпаргалок и докладов по различным дисциплинам: истории, психологии, экономике, менеджменту, философии, праву, экологии. А также изложения, сочинения по литературе, отчеты по практике, топики по английскому.
Полнотекстовый поиск
Всего работ:
364150
Теги названий
Разделы
Авиация и космонавтика (304)
Административное право (123)
Арбитражный процесс (23)
Архитектура (113)
Астрология (4)
Астрономия (4814)
Банковское дело (5227)
Безопасность жизнедеятельности (2616)
Биографии (3423)
Биология (4214)
Биология и химия (1518)
Биржевое дело (68)
Ботаника и сельское хоз-во (2836)
Бухгалтерский учет и аудит (8269)
Валютные отношения (50)
Ветеринария (50)
Военная кафедра (762)
ГДЗ (2)
География (5275)
Геодезия (30)
Геология (1222)
Геополитика (43)
Государство и право (20403)
Гражданское право и процесс (465)
Делопроизводство (19)
Деньги и кредит (108)
ЕГЭ (173)
Естествознание (96)
Журналистика (899)
ЗНО (54)
Зоология (34)
Издательское дело и полиграфия (476)
Инвестиции (106)
Иностранный язык (62792)
Информатика (3562)
Информатика, программирование (6444)
Исторические личности (2165)
История (21320)
История техники (766)
Кибернетика (64)
Коммуникации и связь (3145)
Компьютерные науки (60)
Косметология (17)
Краеведение и этнография (588)
Краткое содержание произведений (1000)
Криминалистика (106)
Криминология (48)
Криптология (3)
Кулинария (1167)
Культура и искусство (8485)
Культурология (537)
Литература : зарубежная (2044)
Литература и русский язык (11657)
Логика (532)
Логистика (21)
Маркетинг (7985)
Математика (3721)
Медицина, здоровье (10549)
Медицинские науки (88)
Международное публичное право (58)
Международное частное право (36)
Международные отношения (2257)
Менеджмент (12491)
Металлургия (91)
Москвоведение (797)
Музыка (1338)
Муниципальное право (24)
Налоги, налогообложение (214)
Наука и техника (1141)
Начертательная геометрия (3)
Оккультизм и уфология (8)
Остальные рефераты (21697)
Педагогика (7850)
Политология (3801)
Право (682)
Право, юриспруденция (2881)
Предпринимательство (475)
Прикладные науки (1)
Промышленность, производство (7100)
Психология (8694)
психология, педагогика (4121)
Радиоэлектроника (443)
Реклама (952)
Религия и мифология (2967)
Риторика (23)
Сексология (748)
Социология (4876)
Статистика (95)
Страхование (107)
Строительные науки (7)
Строительство (2004)
Схемотехника (15)
Таможенная система (663)
Теория государства и права (240)
Теория организации (39)
Теплотехника (25)
Технология (624)
Товароведение (16)
Транспорт (2652)
Трудовое право (136)
Туризм (90)
Уголовное право и процесс (406)
Управление (95)
Управленческие науки (24)
Физика (3463)
Физкультура и спорт (4482)
Философия (7216)
Финансовые науки (4592)
Финансы (5386)
Фотография (3)
Химия (2244)
Хозяйственное право (23)
Цифровые устройства (29)
Экологическое право (35)
Экология (4517)
Экономика (20645)
Экономико-математическое моделирование (666)
Экономическая география (119)
Экономическая теория (2573)
Этика (889)
Юриспруденция (288)
Языковедение (148)
Языкознание, филология (1140)

Курсовая работа: Проектирование металлической балочной конструкции

Название: Проектирование металлической балочной конструкции
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа Добавлен 21:05:56 05 ноября 2010 Похожие работы
Просмотров: 642 Комментариев: 3 Оценило: 0 человек Средний балл: 0 Оценка: неизвестно     Скачать

Федеральное агентство по образованию

Государственное образовательное учреждение высшего

профессионального образования

Кафедра: Строительных конструкций

Курсовой проект по дисциплине

"Металлические конструкции"

На тему: "Проектирование металлической балочной конструкции"

Выполнил: ст. гр. ПГС

Маковецкий А.О.

Проверил :

Тонков Л.Ю.

Пермь 2009


Содержание

1. Исходные данные

2. Компоновочное решение

3. Расчет и конструирование балок

3.1 Вспомогательные балки

3.1.1. Сбор нагрузок

3.1.2. Силовой расчет

3.1.3. Назначение типа сечения вспомогательных балок и марки стали

3.2 Главные балки

3.2.1 Силовой расчет

3.2.2 Компоновка сечения и проверка прочности и общей устойчивости

3.2.3 Изменение сечения главной балки

3.2.4 Проверка общей устойчивости и деформативности балок

3.2.5 Проверка местной устойчивости балок

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

4. Расчет и конструирование колонн

4.1 Выбор расчетной схемы

4.2 Компоновка сечения колонны

4.3 Проверка сечения колонны

4.4 Конструирование и расчет оголовка колонны

4.5 Конструирование и расчет базы колонны

4.6 Подбор сечения связей по колоннам

Литература

1. Исходные данные

Длинна пролета L 10.2 м
Длинна второстепенной балки l 6.2 м
Высота колоны Hк 7.8 м
Толщина плиты настила tпл 8 см
Нагрузка qн 13 кН/м2

Схема пролета

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.

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:

№ п/п Наименование нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная нагрузка
1 Пол асфальтобетонный: 0.72 1.3 0.94
t= 40 мм
= 18 кН/м3
2 Монолитная ж/б плита: 2.00 1.1 2.2
t= 8 мм
= 25 кН/м3
3 Собственный вес второстепенных балок: 0,20 1.05 0.21
Итого постоянная нагрузка q: 2.92 3.35
4 Полезная нагрузка p: 13 1.2 15.6
Всего нагрузка (q+p): 15.92 18.95

3.1.2 Силовой расчет


Погонная нагрузка на вспомогательные балки равна:

g = ( p + q ) ·a = 18.95·1.7 = 32.215 кН/м .

Опорные реакции:

VA = VB = g ·l /2 = 32.215·6.2 / 2 = 99.867 кН .

Максимальный изгибающий момент:

Mmax = g ·l 2 /8 = 32.215·6.2² / 8 = 154.793 кНм.

Максимальная поперечная сила:

Qmax = VA = 99.867 кН .

3.1.3 Назначение типа сечения вспомогательных балок и марки стали

Сечение принимаем в виде стального горячекатаного двутавра с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83 .

Марка стали С255 . Расчетное сопротивление марки стали Ry (по пределу текучести) принимаем по СНиПу II-23-81*: Ry = 240Мпа .

Сечение балок назначаем из условия прочности:

σ = Mmax ·γ n / C1 ·Wn,min £ Ry ·γ c , (3.1.1)

где М max – максимальный расчетный изгибающий момент в балке;

Wn , min – момент сопротивления сечения балки, т.е. требуемый W тр ;

γс – коэффициент условия работы балки, γ c = 1 (СНиП II-23-81*);

γ n – коэффициент надёжности, γ n =0.95;

С1 – коэффициент, принимаем равный С1 = С = 1.12 (СНиП II-23-81*).

Из условия прочности (3.1.1) находим требуемый момент сопротивления:

W тр = М max · γ n / C 1 ·Ry ·γc , (3.1.2)

W тр =154.793·103 ·0.95 / 1.12·240·106 ·1 = 547.073 см³.

Зная W тр = 547.073 см³, подбираем по сортаменту СТО АСЧМ 20-93 Б, ближайший номер профиля с избытком, Wx > W тр и выписываем из сортамента для него геометрические характеристики:

Двутавр 35 Б1 :

Wy = 641.3 м³ ; Wz = 91 м³ ;

Iy = 11095 см4 ; Iz = 791.4 см4 ;

iy = 14.51 см ; iz = 3.88 см ;

Sy = 358.1 м³ ; It = 13.523 см 4 ;

A = 52.68 см 2 ;

t = 9 мм ;

b = 174 мм ;

h = 346 мм ;

s = 6 мм .

Проводим проверки прочности:

σ = Mmax · γ n / C 1 ·Wy £ Ry · γ c , (3.1.3)

где по СНиПу II-23-81*C 1 = 1.09.

σ = 154.793·10³·0.95 / 641.3·10-6 ·1.09 = 210.4 МПа .

σ = 210.4 МПа < Ry · γ c = 240 МП a ,

τ = Q max ·γ n / h w ·t w (3.1.4)

τ = 99.867·10³·0.95 / 6·10-3 ·328·10-3 = 48.21 МПа.

проверка прочности выполняются.

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

ƒ/l = 5 ·g н ·l3 /384 ·E ·Iy £ [ƒ/l], (3.1.5)

где l - пролет балки, равный l = 6.2 м ;

g н = (p н + q н ) · a = 27.064 кН / м ;

Е = 2,06·105 МПа ;

[ƒ/ l ] - нормируемый относительный прогиб балки,

принимаем по СНиПу II-23-81*: [ƒ/ l ] = 1/200.556.

ƒ/l = 5·27.064·103 ·6.23 /384·2.06•106 ·11095·10-6 = 6.375·10-3 .

ƒ/l = 6.375·10-3 < [ƒ/ l ]= 4.986·10-3 ,

проверка деформативности выполняется.

Проверка общей устойчивости балок производится по формуле:

σ = Mmax · γ n / φb ·Wy £ Ry · γ c , (3.1.6)

Wy – принятый момент сопротивления балки;

γс = 0.95 при проверке устойчивости;

φ b – коэффициент, определяемый по СНиПу II-23-81*.

Определяем φ b , находим по формулe:

φ 1 = ψ ·Iz /Iy ·(h/lef ·E/Ry (3.1.7)

где h – высота сечения балки;

ψ – коэффициент, определяем по формуле:

ψ = 1,6 + 0.08 ·α (3.1.8)

α = 1.54 ·I t / I z ·(lef /h)² (3.1.9)

α = 1.54·13.523/791.4·(6.2/0.346)2 = 8.449;

ψ = 1.6+0.08∙8.449 = 2.276;

φ 1 = 2.276·791.4/11095·(0.346/6.2)2 ·2.06·105 /240 = 0.434;

φ 1 < 0.85 → φ b = φ 1 ;

σ = 154.793·103 ·0.95/641.3·10-6 ·0.434 = 528.4 МПа ;

Проверка общей устойчивости не выполняется. В связи с тем, что настил ж/б устойчивость обеспечится.

3.2 Главные балки

3.2.1 Силовой расчет

F =2 ·R в.б. ·α = 2·99.867·1.05 = 209.721 кН ;

VA = VB = 30.6·F / L = 30.6·209.721 / 10.2 = 629.763 кН ;

Mmax = 5.1· VA - 7.65·F = 5.1·629.163 – 7.65·209.721 = 1604.366 кНм ;

Qmax = VA = 629.763 кН .

3.2.2 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.

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

h опт = k ·Ö W т р / tw , (3.2.1)

где h – высота балки, определяется в первом приближении как h 0.1•L , h 1.02<1.3 м;

L – пролет главной балки;

к = 1.15 – для балок постоянного сечения;

γс = 1.

W тр = Mmax ·γ n / Ry ·γc , (3.2.2)

W тр = 1604.366·103 ·0.95 / 240·106 ·1 = 6351 см³,

tw = [7 + 3 · ( h ,м)] , 3.2.3)

tw = 7 + 3·1.02 = 10.06 мм , округляем кратно 2 мм : tw = 12 мм ,

hопт = 1.15·Ö 6351 / 1.2 = 83.662 c м < 1.3 м .

Из условия обеспечения требуемой жесткости:

hmin = 5 ·Ry ·γc ·L · [ L /ƒ] ·( p н + q н ) / [24 ·E ·( p + q ) ·γ n ] , (3.2.4)

где по СНиПу II-23-81*:[ L /ƒ] = 1/211.667,

hmin = 5·240·106 ·1·10.2·211.667·15.92 / [24·2.06·106 ·18.95·0.95] = 47.7 см .

Из полученных высот h опт , hmin принимаем большую h = h опт = 83.662 см , следуя рекомендациям при h < 1м – принимаем h кратную 5 см , т.е. h = 85 см . Минимально допустимая толщина стенки из условия прочности на срез определяется по формуле:

tw ( min ) ³ 1.5 ·Q расч ·γ n / hef ·Rs ·γc , (3.2.5)

где Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу в зависимости от значения Ry :

Rs = 0.58 ·Ry ;

Rs = 0.58·240·106 = 139.2 МПа ;

hef – расчетная высота стенки, равная hef = 0.97 ·h .

hef = 0.97∙85=82 см ;

tw ( min ) ³ 1.5·629.163·103 ·0.95 / 0.82·139.2·106 = 7.86 мм .

Т.к. tw ( min ) > 6 мм , то согласно сортаменту, толщиной кратной 2 мм ., принимаем толщину стенки tw = 8 мм .

Повторяем вычисления:

hопт = 1.15·Ö 6351 / 0,8 = 102.465 c м > 1 м округляем кратно 10 см → h = 110 см

tw ( min ) ³ 1.5·629.163·103 ·0.95 / 1.1·139.2·106 = 6.036 мм > 6 мм → tw = 8 мм .

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

Af = 2 ·( Iy Iw )/ h ² , (3.2.6)

где Iy – требуемый момент инерции, определяемый по формуле:

Iy = W тр ·h /2 , (3.2.7)

Iw – момент инерции стенки сечения, определяемый по формуле:

Iw = tw ·hef 3 /12 , (3.2.8)

Iy = 6351·110/2 = 349300 см 4 ,

Iw = 0.8·106.7³/12 = 80980 см4 ,

получаем:

Af = 2·(349300 – 80980)/110² = 44.35 см² .

Ширину пояса выбираем из условия:

bf = (1/3 - 1/5) ·h , (3.2.9)

tf = Af / bf , (3.2.10)

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

bf /tf < |bf /tf | » Ö E/Ry . (3.2.11)

bf = (1/3 - 1/5)·110 = 289.5 мм , округляем кратно 20 мм → bf = 300 мм ;

тогда

tf = 44.35/30 = 1.49 см , округляем кратно 2 мм → tf = 16 мм ;

В соответствии с сортаментом и расчетом принимаем следующие величины по ГОСТ 82-70: tf = 16 мм , bf = 300 мм .


Окончательное значение:

A = Aw + 2 ·Af ,

Aw = hef ·tw = 106.8·0.8 = 85.14 c м²,

тогда

А = 85.14 + 2•44.35 =174.14 c м² ,

Iy = tw ·hef 3 /12 + 2 ·( bf · tf 3 /12 + bf · tf ·(h/2 - tf /2)2 ) (3.2.12)

Iy = 0.8·106.83 /12 + 2· ( 30· 1.63 /12 + 30·1.6·(110/2 – 1.6 /2)2 ) = 363200 c м 4 ,

тогда

Wy = Iy / (h/2), (3.2.13)

Wx = 363200·2/110 = 6604 c м ³,

Wy = 6604 c м ³ > W тр = 6351 см ³

Sy = bf · tf · h0 /2 + (hef · tw /2·hef /4) (3.2.14)

Sy = 30·1.6·108.4/2 + (106.8·0.8/2·106.8/4) = 3742 c м ³.

Прочность сечения проверяем, исходя, из предположения упругой работы стали:

σ = Mmax ·γ n / Wx £ Ry ·γc , (3.2.15)

по СНиПу II-23-81*: Ry = 240 МПа ,

σ = 1604.366·103 ·0.95/6604·10-6 = 230.8 МПа< 240 МПа

Проверка по касательным напряжениям:

τ = Qmax ·Sy ·γ n / Iy ·tw £ Rs ·γc (3.2.16)

τ = 629.163·103 ·0.95/363200·10-8 ·0.008 = 76.98 МПа

τ = 76.98 МПа < 139.2 МПа

Проверка прочности стенки на совместное действие σ y и τ yz :

Ö σ y ² + 3 · τ yz ² £ 1.15 ·Ry ·γ c , (3.2.17)

σ y = Mmax ·γ n ·hef / 2 ·Iy , (3.2.18)

σ y = 1604.366·103 ·0.95·1.068 / 2·363200·10-8 = 224.1 МПа;

τ yz = Qmax ·γ n / tw ·hef (3.2.19)

τ yz =629.163·103 ·0.95/0.008·1.068 =69.96 МПа;

Ö 224.1² + 3·69.96² £ 1.15·240·1,

254.763 МПа < 276 МПа.

3.2.3 Изменение сечения главной балки

В однопролетных шарнирно опертых балках целесообразно изменять ее сечение в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Следуя рекомендациям, изменение сечения производим путем уменьшения bf , оставляя без изменения h , tf , tw .

Для этого ширину пояса bf 1 в концевой части балки назначаем равной (0.5 – 0.75)•bf , принятой для сечения с расчетным моментом Мрасч . При этом, соблюдая условия:

bf 1 ³ 0.1 ·h и bf 1 ³ 160 мм (3.2.20)

bf 1 = (0.5÷0.75) ·bf = 220 мм ,

220 > 110 мм ,

bf 1 = 220 мм .

Для назначенной ширины пояса bf 1 = 22 см , дополнительные условия выполняются.

После назначения bf 1 находим геометрические характеристики Iy 1 , Wy 1 , Sy 1 .

Iy1 =Iw +2 · If1 = tw ·hef 3 /12 + 2 ·( bf1 · tf 3 /12 + bf1 · tf ·(h/2 - tf /2)2 )

Iy1 = 0.8·106.83 /12 + 2·( 22·1.63 /12 + 22·1.6·(110/2 – 1.6 /2)2 ) = 292700 c м 4 ;

Wy1 = 2 ·Iy1 /h = 292700·2/110 = 5321.82 c м 3 ;

Sy1 = hef · tw /2 ·hef /4 + bf1 · tf · h0 /2 = 106.2·0.8/2·106.2/4 + 22·1.6·108.4/2 = 3092 c м 3 ;

Изгибающий момент, который может быть воспринят измененным сечением, определяется по формуле:

M 1 = Wx 1 ·Ry ·γc , (3.2.21)


где γс = 1.

M 1 = 5321.82·10-6 ·240·106 ·1 = 1224 кНм .

Далее находим расстояние от опоры балки до ординаты М1 .

M 1 - VA ·x + 2 ·F ·x 713.052 = 0;

Решаем уравнение относительно x :

1224 – 629.163· x + 2·209.721· x – 713.052 = 0;

x = 2.436 м x = 2.4 м .

Стык поясов в балках относим от сечения с ординатой М1 в сторону опор на 300 мм .

x – 300 = 2.4 – 0.3 = 2.1 м . Принимаем: x = 2.1 м .

Изгибающий момент в полученном сечении, будет равен:

M расч = VA ·2,1 - F ·1.25 = 629.163·2,1 – 209.721·1.25 = 1059 кНм .


В месте изменения сечения балки проводим проверки:

σ = M расч ·γ n / Wy 1 £ Ry ·γc , (3.2.22)

σ = 1059·103 ·0.95 / 5231.82·10-6 = 189 МПа < 240 МПа ;

τ = Qрасч ·Sy 1 ·γ n / Iy 1 ·tw £ Rs ·γc , (3.2.23)

Q расч = VA - F = 629.163 –209.721 = 419.442 кН ,

τ = 419.442·103 ·3092·10-6 ·0.95 / 292700·10-8 ·0.008 = 52.62 МПа < 139.2 МПа .

3.2.4 Проверка общей устойчивости и деформативности балок

f / l = M max n ·L / 9.6· EI y £ [ f / L ] = 1/211.667(по СНиПу II-23-81*) (3.2.24)

M max n = M max / k , (3.2.25)

где k = ( p + q ) р /( p + q ) н , (3.2.26)

k = 18.95/15.92 = 1.19 > 1;

M max n =1604.366/1.19 = 1348.21 кНм ;

f / l = 1348.21·103 ·10.2 / 9.6·2.06·105 ·106 ·363200·10-8 = 2.278·10-3 < 4.724·10-3

3.2.5 Проверка местной устойчивости балок

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

λ w = hef /tw ·Ö Ry /E > 3.2 , (3.2.27)

при отсутствии подвижной нагрузки

λw = 106.8/0.8·Ö 240/2.06·105 = 4.557 > 3.2.

При этом расстояние между поперечными ребрами вдоль балки принимаем, а= 1,7м , 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 ³ hef /30 + 40мм , (3.2.28)

bh ³ 1068/30 + 40 = 75.6 мм ,

после округления до размера кратного 10 мм , получим bh = 100 мм .

Толщина ребра:

ts ³ 2 ·bh ·Ö Ry /E , (3.2.29)

ts = 2·100·Ö 240/2.06·105 = 6.827 мм ,

принимаем по сортаменту ts = 7 мм.

Расчет на устойчивость стенки проверяем по формуле:

Ö ( σ / σcr )² + ( τ / τcr £ 1 , (3.2.30)

σ cr = Ccr ·Ry / λw ², (3.2.31)

Ccr = 35.5,

σcr = 35.5·240·106 / 4.557² = 410.281 МПа ;

τ cr = 10.3 · (1 + (0.76/ μ ²)) ·Rs / λef ² , (3.2.32)

μ – отношение большей стороны отсека балки к меньшей, т.е.:

μ = a/hef = 1.7/1.068 = 1.59,

λef = (d/tw ) ·Ö Ry /E , (3.2.33)

d – меньшая из сторон отсека балки, т.е. hef = 106.8 c м ;

λ ef = (106.8/0.8) ·Ö240/2.06·105 = 4.557,

τ cr = 10.3·(1 + (0.76/1.59²))·0.58·240·106 /4.557² = 89.799 МПа ;

σ = (М ср ·γ n / Iy ) ·y , (3.2.34)

τ = Q ·γ n /( tw ·hef ), (3.2.35)

y = hef /2 =106.8/2=53.4 см .

На устойчивость проверим 2-ой отсек:

М ср = 891.314 кНм ,

Q = 419.442 кН ,

σ = (891.314·103 ·0.95/292700·10-8 )·0.534 = 154.5 МПа ;

τ = 419.442·103 ·0.95/(0.008·1.068) = 46.64 МПа ;

Ö (154.5/410.281)² + (46.64/89.799)² = 0.642 £ 1;

На устойчивость проверим 1-ой отсек:

М ср = 267.395 кНм ,

Q = 629.163 кН ,

σ = (267.395·103 ·0.95/292700·10-8 )·0.534 = 46.34 МПа ;

τ = 629.163·103 ·0.95/(0.008·1.068) = 69.96 МПа ;

Ö (46.34/410.281)² + (69.96/89.799)² = 0.787 £ 1;

На устойчивость проверим 3-ой отсек:

М ср = 1426.103 кНм ,

Q = 209.721кН ,

σ = (1426.103·103 ·0.95/363200·10-8 )·0.534 = 199.2 МПа ;

τ = 209.721·103 ·0.95/(0.008·1.068) = 23.32 МПа ;

Ö (199.2/410.281)² + (23.32/89.799)² = 0.551 £ 1;

На устойчивость проверим 4-ой отсек:

М ср = 1604.366 кНм ,

Q = 0кН ,

σ = (1604.366·103 ·0.95/363200·10-8 )·0.534 = 224.1 МПа ;

τ = 0·103 ·0.95/(0.008·1.068) = 0 МПа ;

Ö (224.1/410.281)² + (0/89.799)² = 0.546£ 1;

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

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

kf ³ ( Q расч ·Sf )/(2 ·Iy ·βf ·Rwf ·γwf ·γc ), (3.2.36)

где Sf – статический момент полки балки;

β f = 1.1 – коэффициент, для автоматической сварки стали с Ry до 580 МПа ;

γwf = 1 – коэффициент условия работы шва;

Rwf = 180 МПа – расчетное сопротивление сварного углового шва условному срезу, γс = 1.

kf ³ (419.442·103 ·0.95·3092·10-6 )/(2·292700·10-8 ·1.1·180·106 ·1·1) = 1.06 мм ,

Принимаем kf = 6 мм .

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.

Площадь опорного ребра определим из условия смятия торца по формуле:

As = bh ·ts = Vr ·γ n /Rp , (3.2.37)

Rp = Run / γ m поСНиПу II-23-81*: Run = 370 МПа , γ m = 1.025,

Rp = 370/1.025 = 368.975 МПа ,

As = 629.163·103 ·0.95/368.975·106 = 17.05 м 2

Находим ts :

ts = As /b h = 17.05/22 = 0.758 см ≈ 8 мм ts = 12 мм .


Тогда

δ £ 1.5·ts = 1.5·12 = 18 мм .

Проверка устойчивости опорной стойки относительно оси x - x производится по формуле:

σ = V r ·γ n / φ ·A £ R y ·γ c , (3.2.38)

где А – расчетная площадь стойки, равная:

A = bh ·ts + 0.65 ·tw ² ·Ö E/Ry , (3.2.39)

A = 22·1.2+ 0.65·0.8²·Ö 2.06·105 /240 = 39.188 см² ;

φ – коэффициент продольного изгиба, определяемый по СНиПу II-23-81*, в зависимости от гибкости:

λ = lef /ix , lef = h = 110 см

ix = Ö Ix / A ,

где Ix – для расчетного сечения:

Ix = (ts ·bh ³)/ 12 + (0.65·tw ·Ö E/Ry ·tw ³)/12 =

= (1.2·22³)/12 + (0.65·0.8·Ö 2.06·105 /240·0.8³)/12 = 1140 см4 ,

тогда:

ix = Ö 1140/39.188 = 5.394 см , λ = 110/5.394 = 20.393,


принимаем: φ = 0,96,

σ = 629.163·103 ·0.95/0.96·39.188·10-4 = 158.9 МПа < 240 МПа .

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 kf . Длина шва lω , определяется высотой стенки вспомогательной балки lω = 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 ³ V ·γ n /( βf ·lω ·Ry ·γωf ·γc ) , (3.2.40)

где V – реакция вспомогательной балки;

hef = 0.85·30 = 25.5 см ,

lω = 25.5 – 1 = 24.5 см ,

kf ³ 99.867·103 ·0.95/(1.1·0.245·240·106 ·1·1) = 1.467 мм .

Принимаем kf = 6 мм .


4. Расчет и конструирование колонн

4.1 Выбор расчетной схемы

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

N = 2 ·k ·V , (4.1.1)

где k = 1.03 – 1.05 – коэффициент, учитывающий собственный вес колонны;

N = 2·(1.03–1.05)·629.163 = 1309 кН .

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.

4.2 Компоновка сечения колонны

Стержень колонны конструируем в виде прокатного швеллера.

Требуемую площадь сечения колонны, определяем по формуле:

Aтр = N ·γ n /2 ·φ ·Ry ·γc , (4.2.1)

где φ – коэффициент, на этапе компоновки определяем по предварительно заданной гибкости λз , значение которой принимаем по графику [1], рис.7. ПриN = 1309 кН , λз = 80, тогда φ = 0.686.

Атр = 1309·103 ·0.95/2·0.686·240·106 ·1 = 37.77 см² .

Используя сравнительно постоянную зависимость между радиусом инерции и габаритами сечения, оцениваем ориентировочные размеры швеллера.

ix, тр = Lef,x / λз , (4.2.2)

гдеLef,x = Lef,y = l г

l г = H к + 0.5м = 7.8 + 0.5 = 8.3 м ,

ix ,тр = 830/80 = 10.375 см ;

По сортаменту ГОСТ 8240-89 принимаем два швеллера № 30

А0 = 40.5 см2 ; Ix 0 = 5810 см4 ;

Iy 0 = 327 см4 ; b = 100 мм ;

t = 11 мм ; ix 0 = 12 см ;

h = 300 мм ; iy 0 = 2.84 см ;

z 0 = 2.52 см ; s = 6.5 мм ;

Задаваясь гибкостью отдельной ветви относительно собственной оси λ з = 35 и шириной планки d s = 250 мм , находим количество планок на колонне:

m ³ l г /(λ 1 ·i 1 + d s ) – 1 , (4.2.3)

гдеi 1 = iy0 ,

λ 1 = λ з ,

m ³830/(35·2,84 + 25) – 1 = 5,672

m =6,

l в = l г /(m+1) d s , (4.2.4)

l в = 830/(6+1) – 25 = 96.571 см ≈ 94 см ,

λ 1 = l в / i 1 , (4.2.5)

λ 1 = 94/ 2.84 = 33.099,

λ x = Lef,x / ix0 , (4.2.6)

λ x = 830/12 = 69.167.

Для нахождения ширины сечения используют условие равноустойчивости:

λ x = Lef , x = Ö λ y 2 + λ 1 2

λ y = Ö λ x 2 λ 1 2 , (4.2.7)

λ y =Ö 69.1672 – 33.0992 = 60.733,

i y, тр = L ef,y / λ y , (4.2.8)

i y, тр =830/ 60.733 = 13.66,

Используя известную зависимость между радиусом инерции и габаритом сечений, находят значение:

b тр = i y ,тр / 0.44, (4.2.9)

b тр = 13.66 / 0.44 = 31.059 см ,

b = 31 см .

Принятый размер b должен обеспечивать необходимый зазор между кромками полок ветвей:

b ³ 2 ·b f + 100 мм ,

b ³ 2 ·100 + 100 = 300 мм ,

Конструирование планок:

Для обеспечения работы колоны, как безраскосной фермы планки должны обладать достаточной изгибной жесткостью относительно свободной оси х-х. Высота планки:

ds = (0.5÷0.8) ·b (4.2.10)

ds = (0.5÷0.8)·310 = 190 мм .

Длина планки ls назначается такой, чтобы нахлест на каждую ветвь был не менее 5 t , где t - наименьшая толщина соединяемых элементов. Толщину планок назначают в пределах 6…12 мм . таким образом, чтобы обеспечить ее местную устойчивость:

ts = (1/10…1/25) ·d s (4.2.11)

Принимаем: ts = 8 мм ; ds = 180 мм ; ls = 250 мм .

4.3 Проверка сечения сквозной колонны

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

А =2 ·А 0 =2·40.5 = 81 см²; (4.3.1)

Ix = 2 ·Ix 0 =2·5810 = 11620 см4 ; (4.3.2)

Iy = 2• [Iy0 + A0 ·(b1 /2)2 ] = 2· [327+40.5· (25.96/2)2 ] = 14300 см 4 ; (4.3.1)

ix = iх 0 = 12 см ; (4.3.3)

iy = Ö Iy /A = Ö 14300/81 = 13.287 см . (4.3.1)


λ y = Lef, у / iу (4.3.4)

λ y = 830/13.287 = 62.467

λх = Lef, х / ix (4.3.5)

λх = 830/12 = 69.167;

Проводим проверки прочности гибкости и общей устойчивости стержня колоны.

Проверка общей устойчивостивыполняется по формуле:

γ n min ·A £ Ry ·γс , (4.3.6)

где φ min – определяется по максимальной величине λ x , λy ;

принимаем φ min = 0.758, тогда:

1309·103 ·0.95/0.758·81 = 202.5 МПа < 240 МПа .

Проверкавыполняется, тогда автоматически выполняется проверка прочности.

Проверку гибкости колонн, производим по формулам:

λx = Lef , x / ix £ | λ| , λy = Lef , y / iy £ | λ| , (4.3.7)


где |λ| - предельная гибкость колонн, определяем по СНиПу II-23-81*:

| λ| = 180 –60·α , (4.3.8)

α = N ·γ n / Ry ·γc ·A ·φmin = 1309·103 ·0.95/240·106 ·1·81·10-4 ·0.758 = 0.844; (4.3.9)

| λ | = 180 –60·0,893 = 129.36

тогда:

λ = 830/12 = 69.17 < 129.36; λ = 830/13.287 = 62.47 < 129.36,

гибкость колонн обеспечена.

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

Qfic = 7.15∙10-6 ·(2330 E/ Ry ) ·N ·γ n / φ ; (4.3.10)

Qfic = 7.15·10-6 · (2330-2.06∙105 /240)·1309·103 ·0.95/0.758=17.26 кН ,

где φ – коэффициент продольного изгиба, принимается в плоскости соединительных элементов по λ ef . Условная поперечная сила распределяется поровну между планками двух граней:

Qs = Qfic /2 (4.3.11)

Qs = 17.26/2 = 8.63 кН ,

В каждой планке, как в стойке безраскосной фермы возникает поперечная сила:

Fs =Qs ·l/b (4.3.12)

Fs = 8.63·103 ·0.25/0.31 =6.96 кН ,

и изгибающий момент в месте прикрепления к ветвям:

Ms =Qs ·l/2 (4.3.13)

Ms =8.63·103 ·0.25/2 = 1.09 кНм ,

Проверка прочности планок:

σ = Ms ·γ n / Ws Ry ·γc (4.3.14)

Ws = ts ·ds 2 /6 (4.3.15)

Ws = 0.8·192 /6 =48.133 см3

σ = 1.09·103 ·0.95/48.133·10-6 = 39.18 МПа <240 МПа .

Сварные угловые швы, прикрепляющие планки к ветвям колоны, рассчитываются на совместное действие усилий в планке Ms и Fs по формулам (проверка прочности по металлу):

Ö σω 2 + τω 2 Rωf ·γωf ·γc (4.3.16)

σω = Ms ·γ n / Wω (4.3.17)

σ ω =1.09·103 ·0.95/30.24·10-6 = 34.24 МПа

τω = Fs ·γ n / Aω (4.3.18)

τω =6.96·103 ·0.95/10.08·10-4 = 6.56 МПа

Wω = βf ·kf ·lω 2 /6 (4.3.19)

Wω =0.7∙0.8·182 /6 = 30.24 см3

Aω = βf ·kf ·lω (4.3.20)

Aω = 0.7·0.8·18 = 10.08 см2

Ö 34.242 + 6.562 = 34.863 ≤ 180 МПа

где βf - коэффициент проплавления углового шва βf =0,7мм.

lω - расчетная длина сварного шва:

lω = ds – 10мм (4.3.21)

lω = 190 - 10 = 180 мм .

катет шва принимается в пределах 6мм≤ Kf ≤1.2 ·ts Принимаем:Kf = 8 мм . Стержень колоны должен укрепляться сплошными диафрагмами, располагаемые у концов отправочного элемента и по длине колоны не реже чем через 4м . Диафрагмами служат опорные плиты базы и оголовка колоны.

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:

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

2. катеты швов крепления ребер к стенке балки kf 1 и опорной плиты kf 2 ;

3. толщина стенки стержня колонны в пределах высоты ребер.

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

hs £ (ålω ,тр /4) + 1см, hs ³ 0.6·h, (4.4.1)
ålω, тр = N·γnf ·kf ·Rωf ·γωf ·γc ,

где N – продольная сила в колонне;

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


å lω ,тр = 1309·103 ·0.95/0.7·0.008·180·106 ·1·1 = 123.4 см ,

hs £ (123.4/4) + 1 = 23.425 см ,hs ³ 0.6·30 = 31.85 см ,

Принятая высота ребра ограничивается величиной:

85 ·βf ·kf = 85·1.1·0.6 = 56.1 см .

Принимаем hs = 32 см .

Толщину ребра ts назначаем из условия среза:

ts ³ 1.5 ·Q ·γ n / hs ·Rs ·γc , Q = N/2 , (4.4.2)

Q = 1309·103 /2 = 654.5 кН ,

ts ³ 1.5·654.5·103 ·0.95/0.24·139.2·106 ·1 = 2.1 см .

Принимаем ts = 2.2 см .

Ширину ребра bs назначаем :

bs = 300 - 2·6.5 = 287 мм = 28.7 см .

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 ³ N ·γ n / Rp ·bсм , (4.4.3)

где Rp – определяем по СНиПу II-23-81*;

b см – расчетная длина площадки смятия: b см = bs + 2 ·t ,

bs – ширина опорного ребра балки;

t – толщина опорной плиты колонны;

b см = 22 + 2·2 = 26 см ,

ts ³ 1309·103 ·0.95/368.975·106 ·0.26 = 1.3 см .

Из условия местной устойчивости:

bs / ts £ 0.5 ·Ö E/ Ry , (4.4.4)

28.7/2.2 = 13.0.5 < 0.5·Ö 2.06·105 /240 = 14.65.

Проверяем стенку колонны на прочность по срезу в сечениях, где примыкают консольные ребра:

τ = 1.5 ·N ·γ n /2 ·tw ·hs , (4.4.5)

τ = 1.5·1309·103 ·0.95/4·0.011·0.32 = 132.5 МПа ≤ 139.2 МПа .

Низ опорных ребер обрамляется горизонтальными поперечными ребрами толщиной 6 мм , 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 ·γ n / Rф , (4.5.1)

где R ф – расчетное сопротивление бетона фундамента:

Rф = Rпр.б ·³ ÖАфпл , (4.5.2)

Афпл – отношение площади фундамента к площади плиты, предварительно принимаем равным: 1.1 – 1.2;

R пр. б – призменная прочность бетона, принимаем в зависимости от класса бетона, для бетона В12.5 : R пр.б = 7.5 МПа ;

R ф = 7.5·³ Ö 1.1 = 7.742 МПа ,

Апл = 1309·103 ·0.95/7.742·106 = 1610 см².

Для определения размеров сторон плиты задаемся ее шириной:

Bпл = bf + 2 ·ts + 2 ·c , (4.5.3)

ts – толщина траверсы, принимаем 10мм ;

c – ширина свеса, принимаемая 60 – 80мм ;

Впл = 31 + 2·1 + 2·7 = 47 см .

Требуемая длина плиты:

Lпл = Аплпл , (4.5.4)

L пл = 1610/47 = 34.26 см ,

L пл = 35 см .

Из конструктивных соображений принимаем размеры плиты равными: Впл = 48 см , L пл = 52 см . Должно выполняться условие:

Lплпл = 1 – 2, (4.5.5)

52/48 = 1.08.

Толщину плиты определяем из условия прочности при работе плиты на изгиб, как пластины, нагруженной равномерно распределенной нагрузкой по площади контакта отпором фундамента.

q = N ·γ n / Lпл ·Впл , (4.5.6)

q = 1309·103 ·0.95/0.52·0.48 = 4982 кН/м² .

Опорную плиту представляем, как систему элементарных пластинок, отличающихся размерами и характером опирания на элементы базы: консольные (тип 1), опертые по двум сторонам (тип 2), опертые по трем сторонам (тип 3), опертые по четырем сторонам (тип 4).

В каждой элементарной пластинке определяем максимальный изгибающий момент, действующий на полоске шириной 1см.

M = q · α · , (4.5.7)

где d – характерный размер элементарной пластинки;

α – коэффициент, зависящий от условия опирания и определяется по таблицам Б.Г.Галеркина;

Тип 1 : Для консольной пластинки по аналогии с балкой:

М = 4982·0.5·0.08² = 15.942 кНм .

Тип 3 :

b 1 / a 1 = 10.5/30 = 0.35,

b 1 = ( L пл– h к )/2 = (52 – 31)/2 = 10.5 см ,

a1 = 30 см ,

α= 0.5

d = b1 ,

M = 4982·0.5·0.105² = 27.46кНм .

Тип 4 :

b/a = 29.7/27.8 = 1.07,

b = 31 – 2·0.65 = 29.7,

a = 30 – 2·1.1 = 27.8 см ,

α= 0.0529

d = a ,

M = 4982·0.0529·0.278² =20.368 кНм.

Толщину плиты определяем по большему из моментов на отдельных участках:

tпл ³ Ö6 ·Mmax / Ry ·γc , (4.5.8)

t пл ³Ö 6·27.46·103 /240·106 ·1 = 2.6 см ,

принимаем t пл = 2.6 см = 26 мм .

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. kf = 8 мм .

Требуемая длина швов:

l ω ,тр = N ·γ n / βf ·kf ·Rωf ·γωf ·γc , (4.5.9)

lω ,тр = 1309·103 ·0.95/0.9·0.008·180·106 ·1·1 = 96 см ,

hm ³ ( lω ,тр /4) + 10 мм , (4.5.10)

hm ³ (96 /4) + 1 = 25 см .

Принимаем hm =25 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 ·Bm , (4.5.11)

где Вm – ширина грузовой площадки траверсы;

Вm = Впл /2 = 48/2 = 24 см .

q 1 = 4982·103 ·0.24 = 1196 кН/м .

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

σ = 6 ·Mmax ·γ n / ts ·hm ² £ Ry ·γc , (4.5.12)

τ = 1.5 ·Qmax ·γ n / ts ·hm £ Rs ·γc , (4.5.13)

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

Mmax = 7.24 кНм ,

Qmax = 179.4 кН ,

σ = 6·7.24·103 ·0.95/0.01·0.252 = 66.03 МПа < 240 МПа ,

τ = 1.5·179.4·103 ·0.95/0.01·0.25 = 102.3 МПа < 139.2 МПа .

База колонны крепится к фундаменту двумя анкерными болтами, диаметром d = 24 мм .

4.6 Подбор сечения связей по колоннам

Связи по колоннам служат для обеспечения геометрической неизменяемости сооружения и для уменьшения расчетной длины колонн. Связи по колоннам включают диагональную связь, образующую совместно с колоннами и распоркой жесткий диск и систему распорок, прикрепляющую соединение колонны к этому жесткому диску. Угол наклона диагоналей к горизонтальной плоскости α = 350 .

Подбор сечения связей производим по предельной гибкости. Расчетная длина распорок и диагональных связей в обеих плоскостях принимается равной их геометрической длине.

При этом распорки связи считаются сжатыми, а элементы диагональных связей растянутыми.

Требуемый радиус инерции сечения стержня:

iтр = lef /| λ| , (4.6.1)

где |λ| - предельная гибкость элементов, принимаем по СНиПу II-23-81*,

| λ | = 400 – для растянутых элементов, | λ | = 200 – для сжатых элементов;

lef – расчетная длина.

Подбор сечения диагональных связей.

- геометрическая длина равна:

l = Ö L² + lг ² = Ö 6.2² + 8.3²=10.36 м ,

- расчетная длина равна:

l = lef = 10.36 м ,

- требуемый радиус инерции сечения стержня равен:

i тр = 10.36/400 = 0.0259 м = 2.59 см ,

- по сортаменту , ГОСТ 8509-93, принимаем размер уголков, a = 10 мм : 56 ´ 56 ´ 5

Подбор сечения распорок:

- геометрическая длина равна:

l = B = 6.2 м ,

- расчетная длина равна:

lef = l = 6.2 м ,


- требуемый радиус инерции сечения стержня:

i тр = 6.2/200 = 0.031 м = 3.1 см ,

i = 0.21·b,

b = 14.76 см ,

- по сортаменту, принимаем размер уголков: 75 ´ 75 ´ 5


Литература

1. Методические указания к РГУ по курсу ‘Металлические конструкции’. Новосибирск: НГАСУ, 1998.

2. СНиП II-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой России. – М.: ГУП ЦПП, 2003. – 90 С.

3. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: ФГУП ЦПП, 2007. – 44 с.

4. Металлические конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов / Г.С.Веденников, Е.И.Беленя, В.С. Игнатьева и др.; Под ред. Г.С.Веденникова. – 7-е изд., перераб. и доп. – М.: Стройиздат, 1998. – 760с.: ил.

5. Металические конструкции. В 3 т. Т 1. Элементы конструкций / В.В.Горев, Б.Ю.Уваров, В.В.Филипов и др.; Под ред. В.В.Горева. – 3-е изд., стер. – М.: Высш.шк., 2004. –551 с.: ил.

Оценить/Добавить комментарий
Имя
Оценка
Комментарии:
Где скачать еще рефератов? Здесь: letsdoit777.blogspot.com
Евгений06:50:58 19 марта 2016
Кто еще хочет зарабатывать от 9000 рублей в день "Чистых Денег"? Узнайте как: business1777.blogspot.com ! Cпециально для студентов!
13:30:01 29 ноября 2015
Кто еще хочет зарабатывать от 9000 рублей в день "Чистых Денег"? Узнайте как: business1777.blogspot.com ! Cпециально для студентов!
16:15:44 25 ноября 2015

Работы, похожие на Курсовая работа: Проектирование металлической балочной конструкции

Назад
Меню
Главная
Рефераты
Благодарности
Опрос
Станете ли вы заказывать работу за деньги, если не найдете ее в Интернете?

Да, в любом случае.
Да, но только в случае крайней необходимости.
Возможно, в зависимости от цены.
Нет, напишу его сам.
Нет, забью.



Результаты(151216)
Комментарии (1843)
Copyright © 2005-2016 BestReferat.ru bestreferat@mail.ru       реклама на сайте

Рейтинг@Mail.ru