Перевірка міцності стінки за приведеними напруженнями

У небезпечному перерізі, зміни ширини поясних листі, діють згинальний момент М₁=1418,8 кН·м і поперечна сила Q₁=620,6 кН.

Момент інерції зміненого перерізу балки:

І_х1 = t_w·h_w³·/12+ b_f1·t_f³/6 + b_f1·t_f·h_f²/2 = 1,1·104,4³/12 + 20·2,8³/6 + 20·2,8·107,2²/2 = 426152 см⁴.

Середнє дотичне напруження:

τ = Q₁/(t_w·h_w) = 620,6/(1,1·104,4) = =5,4кН/см² = 54 МПа.

Нормальне напруження на рівні поясних швів балки:

σ = М₁·h_w/(2·I_x1) = 141880· 104,4/(2·426152) = 17,4кН/см⁴ =

= 174 МПа.

Умова міцності перерізу балки за приведеними напруженням

197,5 МПа < 1,15·230·1 = = 264,5 МПа.

6.7. Загальна стійкість балки

За сполучення балок в одному рівні на всі балки зверху безперервно опирається жорсткий металевий настил, тому згідно з пунктом 5.16 [1] балка явно стійка і не потребує перевірки.

6.8. Місцева стійкість елементів балки

Стиснутий пояс є стійким, так як розміри його перерізу прийняті з урахуванням умови стійкості. Поперечні ребра розміщуємо під кожною балкою настилу (рис.6), оскільки це обумовлено вимогами п.7.10 [1].

Таким чином, крок поперечних ребер і балок настилу співпадає і становить а=1100 мм. У курсовому проекті h_ef=h_w=1044 мм.

Ширина виступаючої частини ребра b_h = h_ef/30+40 = 1044/30+40=74,8 мм. Враховуючи залежність між шириною ребра b_h і шириною зменшеного перерізу поясного листа b_f1=2 b_h+t_w (в даному прикладі b_f1=200 мм), приймаємо b_h=80 мм.

Товщина ребра:

5,35 мм;

приймаємо t_s=7 мм.

Умовна гнучкість стінки:

3,2.

У зв’язку з тим, що =3,2<3,2, то поперечні ребра відіграють тільки конструктивну функцію і крок між ними не нормується. З урахуванням розміщення балок настилу приймаємо а = 110 см (рис.6).

Якщо > 3,2, то поперечні ребра являються конструктивними елементами, що підвищують стійкість стінки. Відстань між поперечними ребрами в цьому випадку повинна погоджуватися з кроком балок настилу і не перевищувати максимального значення а_max= 2·h_ef (для зварних балок h_ef = h_w).

Перевірка стійкості стінки. Якщо > 3,5, то необхідно перевіряти стійкість стінки, укріпленої поперечними ребрами жорсткості.

В курсовому проекті ця перевірка здійснюється тільки в учбових цілях.

Перевірку стійкості виконуємо лише для одного відсіку, де розташоване місце зміни перерізу поясів. Розрахунковий відсік має 1100 мм і висоту мм, тобто , тому в розрахунок вводиться умовний відсік довжиною .

У нашому прикладі відстані від лівої опори відповідно до перерізів І та ІІ мм та мм.

Згинальні моменти та поперечні сили в перерізах І та ІІ:

кНм;

кНм;

середнє значення моментів:

кНм.

кН;

кН;

середнє значення поперечних сил:

кН.

Стискаюче нормальне напруження в стінці на рівні поясних швів

;

.

За сполучення балок в одному рівні, як варіант, коефіцієнт (табл..22[1]), а коефіцієнт обчислюється за формулою

.

Залежно від коефіцієнта () з табл. 21 [1] визначаємо коефіцієнт .

Із двох розмірів розрахункового відсіку меншу сторону позначаємо мм. Гнучкість стінки:

.

Відношення більшої сторони стінки до меншої

.

Критичні напруження:

нормальні

МПа;

дотичні

МПа.

Перевіряємо стійкість стінки

.

Рис.6. Розміщення поперечних ребер жорсткості

та перевірка місцевої стійкості стінки

6.9. Перевірка прогину балки

,

де =0,9 – коефіцієнт, що враховує зменшення перерізу балки.

6.10. Розрахунок з’єднання полиці зі стінкою

Поясні шви виконуються автоматичним зварюванням. Відповідно до марки сталі головної балки С255 з табл. 55* [1] приймаємо зварювальний дріт марки Св-08А, для якого розрахунковий опір R_wf = 180 МПа (табл. 56 [1]), а R_wz= 0,45·R_un= 0,45·370 = 166,5 МПа. За табл.34*[1] визначаємо коефіцієнт β_f = 0,9 i β_z = 1,05 (нижнє положення шва, k_f = 3…8 мм).

Так як β_f· R_wf = 0,9·180=162 МПа < β_z· R_wz=1,05·166,5=174,8 МПа, то шви розраховуємо за металом шва.

Статичний момент зменшеного перерізу поясного листа відносно горизонтальної центральної осі перерізу балки:

S_f1 = 0,5·b_f1·t_f·h_f = 0,5· 20·2,8·107,2 = 3001,6 см³.

Момент інерції зміненого перерізу балки І_х1 = 426152 см⁴.

Необхідний катет поясних швів:

k_f = Q· S_f1/(2·I_x1·β_f·R_wf) = 930,05·3001,6/(2·426152·18·0,9) = 0,20 см.

Згідно з табл. 38* [1] приймаємо k_f=7,0 мм.

6.11. Розрахунок опорного ребра

Головна балка опирається на колону зверху через торцеве опорне ребро (рис. 7.). Опорна реакція головної балки F = Q = 930,05 кН. Розрахунковий опір сталі зім’яттю торцевої поверхні опорного ребра R_p = 336 МПа.

Потрібна площа перерізу опорного ребра:

А_s = F/(R_p·γ_c) = 930,05/(33,6·1) = 27,7 см².

Ширину опорного ребра приймаємо b_s = b_f1 = 200 мм.

Товщина ребра t_s = A_s/b_s =27,7/20 =1,39 см; приймаємо t_s = 20 мм.

Перевіряємо стійкість опорної частини балки як умовного стояка таврового перерізу довжиною l = h_w = 1044 мм і завантаженого опорною реакцією

F = 930,05 кН (рис. 7).

Геометричні характеристики таврового перерізу стояка (рис7,а переріз 2-2):

площа перерізу:

A = b_s·t_s+s·t_w = 20·2+21,4·1,1 = 63,54 см²;

момент інерції:

I_x = t_s·b_s³/12+S·t_w³/12 = 2·20³/12+21,4·1,1³/12 = 1335,71 см⁴;

радіус інерції:

см,

де см;

приймаємо S = 214 мм.

Рис.7. Опорна частина головної балки.

Гнучкість стояка λ_х = l_ef/i_x = h_w/i_x = 104,4/4,58 = 22,8

За табл. 72 [1] залежно від λ_х = 22,8 і R_y = 230 МПа приймаємо коефіцієнт

φ = 0,955 і перевіряємо стійкість стояка:

σ = F/(φ·A) = 930,05/(0,955·63,54) = 15,33кН/см² =153,3 МПа < R_y·γ_c=230 МПа.

6.12. Монтажний стик

Монтажний стик влаштовують з урахуванням розміщення поперечних ребер жорсткості. Якщо балка розділена поперечними ребрами на непарне число відсіків, то монтажний стик передбачається посередині прольоту головної балки. Якщо число відсіків парне, то монтажний стик проектують у першому від середини прольоту відсіці лівої чи правої частини балки.

У нашому прикладі з парним числом відсіків монтажний стик розміщуємо в лівому від середини прольоту відсіці балки (див. рис. 6).

Стики виконуємо зварним прямим швом з повною проварюванням з’єднувальних елементів із застосуванням фізичних методів контролю якості шва. Такий шов являється рівноміцним з основним металом і може не розраховуватися.

6.13. Розрахунок прикріплення балок настилу до головних балок

Розглянемо як варіант сполучення балок в одному рівні за допомогою болтів класу міцності 4.8 з розрахунковими опорами R_bs=160 МПа і R_bр=430 МПа. Коефіцієнт роботи з’єднання g_b=0,9 (табл. 35* [1], кількість болтів з’єднання n 2).

Товщина стінки балки настилу із двотавра І 30 t_w=6,5 мм, товщина поперечного ребра головної балки t_s=7 мм, тобто менша із двох товщин

St =6,5 мм. Число зрізів одного болта n_s=1

Приймаємо діаметр болтів d=20 мм з площею перерізу А=3,14 см²

(табл. 62* [1]).

Несуча здатність болта при дії зсувного зусилля:

за зрізом стержня: N_bs = R_bs·A·n_s·g_b = 16·3,14·1·0,9 =45,22 кН;

за зминанням: N_bр = R_bs·d·St ·g_b = 43·2·0,65·0,9 = 50,31 кН.

Таким чином менша із несучих здатностей болта становить N_b,min = 45,22 кН.

Розрахункове зусилля, яке передається від балки настилу на болтове з’єднання, становить F = Q = 90,37 кН.

Необхідна кількість болтів у з’єднані n F/ N_b,min = 90,37/45,22 = 2, приймаємо n = 2 болти.

Розміщуємо болти у з’єднанні у відповідності з вимогами табл. 39 [1].

7. Розрахунок колони

7.1. Вибір розрахункової схеми колони

Вибір розрахункової схеми передбачає визначення осьового зусилля, геометричної довжини колони та способу закріплення її кінців.

Розрахункове зусилля в колоні: N=2·Q=2·930,05=1860,1 кН.

Геометрична довжина колони:

за сполучення балок в одному рівні:

l_c=H+d₁-(h₀+d)=8700+150-(1111+29)=7710 мм,

де Н=8700 мм – відмітка підлоги робочої площадки; d₁=150 мм – заглиблення бази нижче відмітки чистої підлоги; h₀ – будівельна висота перекриття робочої площадки, залежить від способу сполучення балок:

за сполучення балок в одному рівні:

h₀=h+t=1100+11= 1111 мм,

де h=1100 мм – висота головної балки; h₁=300 мм – висота балки настилу; t=11 мм – товщина настилу.

Враховуючи конструкцію обпирання балок на колони та колон на фундаменти, приймаємо шарнірне закріплення кінців колони. Розрахункова схема колони показана на рис. 8.

Розрахункові довжини колони:

l_ef = l_x1 = l_y1 = μ·l_c = 1·7710 = 7710 мм.

7.2. Компонування перерізу стержня колони

Стержень наскрізної колони компонуємо із двох прокатних швелерів або двотаврів з’єднаних між собою планками (рис. 9).

В даному прикладі розрахована колона із двох двотаврів (рис. 9,б).

7.3. Розрахунок стержня колони

Стержень колони проектуємо зі сталі С245 з розрахунковим опором R_y=240 МПа.

7.3.1. Розрахунок колони відносно матеріальної осі Х₁-Х₁ (рис. 9).

Прийнявши попередньо гнучкість колони λ=50<λ_u=120, за табл. 72 [1] визначаємо коефіцієнт φ=0,852.

Необхідний радіус інерції перерізу колони згідно з прийнятою гнучкістю:

і_х1=l_x1/λ=771/50= 15,42 см.

Необхідна площа перерізу вітки колони:

А₁=N/(2·φ·R_y·γ_c)= 1860,1/(2·0,852·24·1)=45,48см².

За необхідними площею перерізу вітки А₁=45,48 см² і радіусом інерції і_х1=15,42см з таблиць сортаменту приймаємо прокатний

двотавр І45 (додаток1, табл..3) з геометричними характеристиками:

А_b=53,4 см², І_х=10820 см⁴, І_y=513 см⁴, і_х=14,2 см, і_y=3,1 см, b_f=110 мм,

t_f=12,6 мм, t_w=7,5 мм.

Перевірка стійкості підібраного перерізу колони відносно матеріальної осі Х₁-Х₁, для чого:

обчислюємо гнучкість колони: λ_х1 = l_x1/i_x1 = 771/14,2 = 54,3 < λ_u=120;

залежно від λ_х1 = 54,3 і R_y = 240 МПа з табл. 72 [1] приймаємо коефіцієнт φ=0,857 і перевіряємо стійкість колони:

σ =N/(2·φ·A_b)=1860,1/(2·0,83·53,4)=20,98 кН/см²=209,8 МПа < R_yγ_c=240 МПа.

7.3.2. Розрахунок колони відносно вільної осі Y₁-Y₁ (рис.9)

Для попередніх розрахунків приймаємо гнучкість окремої вітки колони на відстані між планками у просвіті λ_b=30.

Виходячи з умови рівностійкості λ_х1= λ_ef, визначаємо гнучкість стержня колони відносно вільної осі перерізу:

λ_y1= 45,3.

Необхідний радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі:

i_y1=l_y1/λ_y1=771/45,3=17,02 см.

Необхідна ширина перерізу колони: b = i_y1/α_y1 де α_y1 – коефіцієнт форми перерізу, приймається α_y1 =0,44 - для перерізу із двох швелерів і α_y1 =0,6 – для перерізу із двох двотаврів. Потрібну ширину перерізу заокруглюють в більший бік на 10 мм з таким розрахунком, щоб зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони був не менше α₂=b-2b_f 100... 150 мм; для колони із двох двотаврів α₂=b-2b_f 100... 150 мм; тут b_f – ширина полиці швелера чи двотавра.

У нашому прикладі (переріз із двох швеллерів)

b =i_y1/α_y1=17,02/0,44=38,9 см.

Приймаємо b = 390 мм, що забезпечує необхідний зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони: а=b-2·b_f=390-220=170 мм > 150 мм.

7.3.3. Перевірка стійкості колони відносно вільної осі

Призначаємо розміри планок (рис.9): ширина планки

d_s= (0,5…0,8)b = (0,5…0,8)·390 = 192 … 312 мм, приймаємо d_s = 280 мм; довжина планок b_s = a₂+2 · 50 = 170 + 2 · 50 = 270 мм; товщину планок приймаємо t_s= (1/30..1/50)·d_s = (1/30…1/50)·280 =9…5,4 мм,

Рис.9. Фрагмент конструктивної схеми стержня колони.

приймаємо t_s = 9 мм > 6 мм.

Геометричні характеристики поперечного перерізу планки:

I_s = I_x = t_s·d_s³/12 = 0,9·28³/12 = 1646,4 см⁴;

W_s = W_x = t_s·d_s²/6 = 0,9·28² /6 = 117,6 см³.

Відстань між планками у просвіті: 93 см, приймаємо для попередніх розрахунків l_b =90 см.

Обчислюємо відстані:

між осями планок: l=l_b+d_s =90+28= 118 см;

між осями віток:

для колон із двох швелерів: с = b - 2·z₀ =39-5,36=33,64 см;

Величина відношення погонних жорсткостей вітки колони і планки:

n = I_s·l/(I_b·c) = 1646,4·118/(513·33,64) = 11,3 > 5, де I_b = I_y =513см⁴.

Момент інерції та радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі Y₁-Y₁:

I_y1 = 2·[I_y+A_b·(c/2)²] = 2·[513+53,4·(33,64/2)²] = 15621 см⁴;

12,09 см.

Гнучкість колони відносно вільно осі Y₁-Y₁:

λ_y1 = l_y1/i_y1 = 771/12,09 = 63,8.

Гнучкість вітки колони на відстані між планками у просвіті:

λ_b = l_b/i_y = 90/3,1 = 29,0.

Приведену гнучкість колони відносно вільної осі Y₁-Y₁ обчислюють залежно від величини відношення погонних жорсткостей якщо: при n < 5, то:

якщо: при n > 5, що має місце у нашому прикладі (n=6,0 > 5), то:

70,1.

Залежно від λ_уf=70,1 і R_y=240 МПа за табл. 72 [1] знаходимо коефіцієнт

φ= 0,855 і перевіряємо стійкість колони відносно вільної осі:

σ = N/(2· φ·A_b)=1860,1/(2·0,855·53,4)=20,37 кН/см²=203,7 МПа < R_y·γ_c=240 МПа.

7.3.4. Розрахунок планок

Обчислюємо умовну поперечну силу:

22,9 кН.

Умовна поперечна сила, що передається на систему планок, розміщених в одній площині:

Q_s = Q_fic/2 = 22,9/2 = 11,45 кН.

Розрахункове зусилля в планці:

перерізуюча сила: F_s = Q_s ·l/c = 11,45·118/33,64 = 40,2 кН;

згинальний момент: M_s = Q_s·l/2 = 11,45·118/2 = 675,55 кН·см.

Перевірка міцності планок на згин за нормальними напруженнями:

σ = M_s/W_s = 675,55/117,6 = 5,74 кН/см² = 57,4 МПа < R_y·γ_c = 240 МПа,

де R_y – приймаємо з табл. 51* [1] для листового прокату товщиною, рівною товщині планок з тієї ж сталі, що і колона.

Розрахунок кутових швів, які прикріплюють планки до віток колони (див. рис.9).

Відповідно до марки сталі колони С245 шви виконуємо ручним зварюванням за допомогою електродів типу Э42 (табл. 55* [1]).

Розрахунок кутових швів виконуємо за металом шва в такій послідовності:

а) з табл.34* [1] приймаємо коефіцієнт β=0,7, а з табл.56 [1] – розрахунковий опір шва R_wf=180 МПа;

б) приймаємо катет кутового шва k_f=7 мм і довжину шва l_w=d_s=280 мм;

в) обчислюємо геометричні характеристики шва:

площа перерізу: A_w = β_f·k_f·l_w = 0,7·0,7·28 = 13,72 см²;

момент опору: W_w = β_f·k_f·l_w²/6 = 0,7·0,7·28²/6 = 64,03 см³.

г) нормальні та дотичні напруження в перерізі кутового шва:

σ_w = M_s/W_w = 675,55/64,03 = 10,55 кН/см² = 105,5 МПа;

τ_w = F_s/A_w = 40,2/13,72 = 2,93 кН/см² = 29,3 МПа.

д) перевіряємо міцність кутового шва планки на дію рівнодіючого напруження:

109,5 МПа < R_wfγ_wfγ_c=180 МПа.

7.3.5. Розрахунок бази колони

Розрахунок бази здійснюється згідно з вихідними даними до прийнятого прикладу.

Проектуємо базу з траверсою (рис. 10) зі сталі С245 з розрахунковим опором для опорної плити R_y=230 МПа (листовий прокат товщиною t>20 мм).

Розрахункове навантаження на базу становить N=1860,1 кН.

Фундаменти під колони передбачені з класу В15 з розрахунковим опором R_b=8,5 МПа.

Послідовність розрахунку бази.

Обчислюємо ширину опорної плити (рис. 10)

В_пл = h+2·(t_тр+с₁) = 360+2·(10+75) = 530 мм,

де h – висота двотавра вітки колони; t_тр – товщина листів траверси, у першому наближені приймається 8... 16 мм; с₁ – звис опорної плити, приймається в межах 50... 120 мм. Остаточно ширину плити В_пл приймаємо кратною 50 мм.

Розрахунковий опір бетону місцевому зім’яттю під опорною плитою бази:

R_{b, loc}= γ·R_b = 1,2·8,5 = 10,2 МПа.

Необхідна площа опорної плити бази:

А_пл = N/R_{b, loc} = 1860,1/1,02 = 1823,6 см².

Розрахункова довжина плити:

L_пл = А_пл/В_пл = 1823,6/53 = 34,41 см.

З конструктивних міркувань довжина опорної плити повинна бути (див. рис. 10) L_пл b+2C₂, де b – ширина перерізу колони; C₂ – розмір, який забезпечує зручність розміщення отворів для анкерних болтів, приймається для колон із двох швелерів C₂ = 70... 80 мм, а для колон із двох двотаврів - C₂ =b_f / 2+(30...50) мм (тут b_f – ширина полиці двотавра).

З урахуванням наведених рекомендацій розмір L_пл також заокруглюють, приймаючи кратним 50 мм. У нашому прикладі приймаємо L_пл=550 мм.

Напруження в бетоні під опорною плитою:

σ_f = N/(В_пл·L_пл) = 1860,1/(53·55) = 0,63 кН/см²=6,3 МПа < R_{b, loc}=10,2 МПа.

Визначаємо величину розрахункового моменту в опорній плиті бази, для чого в межах опорної плити виділяємо три розрахункові ділянки (див. рис. 10):

1 – консольні, 2 – оперті на три сторони, 3 – оперті на чотири сторони.

Для кожної із виділених ділянок опорної плити визначаємо максимальний згинальний момент:

для 1 - ділянки: М₁= σ_f·1·c₁²/2 = 0,63·1·7,5²/2 = 17,72 кН·см.

Рис. 10. Бази колони.

для 2 – ділянки - визначаємо довжину вільного краю плити, яка приймається рівною висоті вітки колони d₂=h=36 см; довжину закріпленої сторони плити визначаємо залежно від типу перерізу колони:

для колони із двох швелерів: b₂ = (L_пл-b)/2;

b₂=(L_пл-b)/2=(550-390)/2=80 мм;

де L_пл – довжина опорної плити, b – ширина перерізу колони, t_w – товщина стінки двотавра (див. рис. 10).

Обчислюємо величину відношення довжини закріпленої сторони плити до вільної: b₂/a₂ = 80/360 = 0,222. У зв’язку з тим, що b₂/a₂ = 0,222 < 0,5, то М₂=σ_f·1·b₂²/2=0,63·1·8²/2=20,16 кН·см.

для 3 – ділянки - визначаємо довжину короткої сторони плити, яка в нашому прикладі d₃ = b-2t_w =390-2·7,5 = 391 мм; довжину більшої сторони плити b₃=h=360 мм. визначаємо залежно від конструкції стержня колони:

Обчислюємо величину відношення більшої сторони плити до меншої

b₃/a₃ = 375/360 = 1,04. За табл. 8.6 [2] залежно від величини відношення сторін b₃/a₃ = 1,04 приймаємо коефіцієнт α=0,051 і обчислюємо згинальний момент:

М₃ = α ·σ_f·1·a₃² = 0,051·0,63·1·37,5² = 45,2 кН·см.

Розрахунковим являється M_max = M₃ = 45,2 кН·см.

Необхідна товщина опорної плити:

3,43 см.

У відповідності із сортаментом на листову сталь приймаємо t_пл=36 мм.

Визначаємо висоту траверси: передача зусилля від стержня колони на траверсу здійснюється за допомогою чотирьох вертикальних кутових швів, довжина яких і визначає висоту траверси (див. рис. 10). Залежно від товщини листів траверси t_тр = 10 мм приймаємо катет кутових швів k_f=1,2 мм і обчислюємо потрібну їх довжину:

l_w = N/(4·β_f·k_f·R_wf) = 1860,1/(4·0,7·1,2·18) =30,8 см.

Приймаємо l_w=31 см, що відповідає конструктивним вимогам:

l_w = 31 см < 85· β_f·k_f=85·0,7·1,2= 71,4 см.

Висота траверси з умови розміщення зварних швів:

h_тр = l_w+10 мм = 310+10= 320 мм.

З міркувань забезпечення необхідної жорсткості вузла висоту траверси приймають: h_тр =(0,5…0,7)·b = (0,5…0,7)·390 = 295…273 мм.

Остаточно приймаємо висоту траверси h_тр=320 мм.

7.3.6. Розрахунок оголовка колони

Конструкція оголовка показана на рис. 11.

Розрахункове навантаження на оголовок становить N=1860,1 кН.

Вертикальне ребро оголовка проектуємо з листової сталі С245 з розрахунковим опором R_p=366 МПа і R_s=133,4 МПа.

1. Розміри плити оголовка. Товщину плити оголовка приймаємо із конструктивних міркувань t_пл1=25 мм (приймаємо не менше 20 мм).

Розміри плити в плані:

для колони із двох швелерів (рис. 11,а): L_пл1=b+40 мм, В_пл1=h+40 мм

(рис. 11,б):

L_пл1=b+40 мм = 390+40 =430 мм,

В_пл1=h+40 мм = 360+40 = 400 мм,

де b – ширина перерізу колони, h – висота вітки колони, b_f – ширина полиці двотавра.

Проектне положення головних балок на колонах фіксується за допомогою монтажних болтів діаметром d=20 мм, для чого в плиті оголовка передбачаємо необхідні отвори діаметром d_o=23 мм (рис. 11).

2. Розміри вертикального ребра.

Товщину вертикального ребра оголовка обчислюємо з умови роботи його на зім’яття по контакту з опорною плитою:

t_s1 = N/(l_ef·R_p) = 1860,1/(250·33,6) =2,2 см,

де l_ef = b_s+ t_w = 200+2·25 = 250 мм (тут b_s – ширина опорного ребра головної балки, t_w – товщина плити оголовка).

З урахуванням сортаменту на листову сталь приймаємо товщину вертикального ребра оголовка t_s=22 мм.

Визначаємо висоту ребра оголовка.

Зварні шви оголовка, як і бази, виконуємо ручним зварюванням електродами з використанням електродів типу Э42 з R_wf=180 МПа і β_f=0,7.

Ребро оголовка приварюється до стінок віток колони за допомогою чотирьох вертикальних швів, довжина яких і визначає висоту ребра (рис. 11).

Прийнявши катет кутових швів k_f=9 мм, (k_f=1,2 t_w – товщина стінки вітки колони) обчислюємо необхідну їх довжину:

l_w = N/(4·β_f·k_f·R_wf) = 1860,1/(4·0,7·0,9·18) = 41 см.

Приймаємо l_w=41 см, що відповідає конструктивним вимогам:

l_w = 41 см < 85·β_f·k_f = 85·0,7·0,9 = 53,55 см.

Тоді висота вертикального ребра:

h_s1 = l_w+10 мм = 410+10 = 420 мм.

Перевірка міцності вертикального ребра зрізу:

τ = N/(2·h_s1·t_s1) = 1860,1/(2·42·2,2)=10,06 кН/см²=100,6 МПа < R_sγ_c=133,4 МПа.

Розрахунок горизонтальних зварних швів, що прикріплюють вітки колони до плити оголовка.

Плита оголовка опирається на фрезеровані торці віток колони, тому горизонтальні шви відіграють тільки конструктивну функцію і не розраховуються, а катет їх приймається мінімальним у відповідності з табл. 38* [1].

У нашому прикладі розрахунку k_{f min}=8 мм.

7.3.7. Конструювання колони

Після розрахунку оголовка, стержня та бази виконуємо конструювання колони, яке здійснюється за результатами розрахунків.

Геометрична довжина колони l_c=7710 мм повинна дорівнювати сумі розмірів усіх елементів вздовж висоти колони:

l_c= =

=25+7·280+(7-1)·780+689+320+36=7710 мм,

де n=7 – число планок або проміжків між ними;

d_s=280 мм – ширина планок; l_b=900 мм – відстань між планками у просвіті; h_тр=320 мм – висота траверси; t_пл=36 мм – товщина опорної плити бази; t_пл1=25мм – товщина плити оголовка.

.

Конструктивна схема колони показана на рис. 12,а.

Конструктивна схема колони із двох швелерів показана на рис. 12,б.

Список літератури

1. СНиП ІІ-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР. – М: ЦИТП Госстроя СССР, 1991.-96 с.

2. ДБН В.1.2-2:2006. Навантаження і впливи.

3. Клименко Ф.Е., Барабаш В.М. Металеві конструкції: Підручник. – Львів: Світ, 1994. – 280 с.

4. Бабич В.І., Огороднік В.І., Романюк В.В., Таблиці для проектування будівельних конструкцій. Довідник. - Рівне, 1999 – 506с.

5. Романюк В.В., Робочий майданчик виробничих будівель. Навчальний посібник, - Рівне, 2007-281с.

Рис. 12. Конструктивна схема колони.

Дата добавления: 2015-09-06