Перевірка міцності стінки за приведеними напруженнями

У небезпечному перерізі, зміни ширини поясних листі, діють згинальний момент М₁=2863,8 кН·м і поперечна сила Q₁=1041,39 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 = 1,4·133,6³/12 + 26·3,2³/6 + 26·3,2·137,8²/2 = 106828,4 см⁴.

Середнє дотичне напруження:

τ = Q₁/(t_w·h_w) = 1041,39/(1,4·133,6) = =5,56кН/см² = 55,6 МПа.

Нормальне напруження на рівні поясних швів балки:

σ = М₁·h_w/(2·I_x1) = 286380· 133,6/(2·1068283,4) = 17,9кН/см⁴ = 179 МПа.

Умова міцності перерізу балки за приведеними напруженням

203,26 МПа < 1,15·270·1= 310,5 МПа.

 

6.7. Загальна стійкість балки

Згідно з пунктом 5.16* [1] загальна стійкість балки буде забезпечена, якщо за поверхового сполучення балок виконується умова:

624,49 см.

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=1320 мм. У курсовому проекті h_ef=h_w=1336 мм.

Ширина виступаючої частини ребра b_h = h_ef/30+40 = 1336/30+40=84,5 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=260 мм), приймаємо b_h=100 мм.

Товщина ребра:

7,2 мм;

приймаємо t_s=8 мм.

Умовна гнучкість стінки:

3,4.

У зв’язку з тим, що =3,1<3,2, то поперечні ребра відіграють тільки конструктивну функцію і крок між ними не нормується. З урахуванням розміщення балок настилу приймаємо а = 100 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 1320 мм і висоту мм, тобто , тому розрахункові перерізи І та ІІ розміщуємо на границях відсіку (рис 6).

Якщо , то 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

;

.

При поверховому сполучені (табл..22[1]).

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

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 С275 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= 0,45·346 = 155,7 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= 1,05·162 = 170,1 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· 15,51·3,2·136,8 = 3395 см³.

Момент інерції зміненого перерізу балки І_х1 = 1068283,4 см⁴.

Необхідний катет поясних швів:

k_f = Q· S_f1/(2·I_x1·β_f·R_wf) = 1562,1·3395/(2·1068283,4·0,9·18) = 0,15 см.

Згідно з табл. 38* [1] приймаємо k_f=8,0 мм.

 

6.11. Розрахунок опорного ребра

Головна балка опирається на колону зверху через торцеве опорне ребро (рис. 7.). Опорна реакція головної балки F = Q = 1562,1 кН. Розрахунковий опір сталі зім’яттю торцевої поверхні опорного ребра R_p = 346 МПа.

Потрібна площа перерізу опорного ребра:

А_s = F/(R_p·γ_c) = 1562,1/(34,6·1) = 45,1 см².

Ширину опорного ребра приймаємо b_s = b_f1 = 155,1 мм.

Товщина ребра t_s = A_s/b_s = 45,1/15,51 =2,9 см; приймаємо t_s = 30 мм.

Перевіряємо стійкість опорної частини балки як умовного стояка таврового перерізу довжиною l = h_w = 1336 мм і завантаженого опорною реакцією F = 1562,1 кН (рис. 7).

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

площа перерізу:

A = b_s·t_s+s·t_w = 15,51·3+25,8·1,4 = 113,18 см²;

момент інерції:

I_x = t_s·b_s³/12+S·t_w³/12 = 3·15,51³/12+25,13·1,4³/12 = 938,5 см⁴;

радіус інерції:

2,88 см,

де 25,13 см;

приймаємо S = 240 мм.

Рис.7. Опорна частина головної балки.

 

Гнучкість стояка λ_х = l_ef/i_x = h_w/i_x = 133,6/2,88 = 46,38.

За табл. 72 [1] залежно від λ_х = 46,38 і R_y = 270 МПа приймаємо коефіцієнт φ = 0,850 і перевіряємо стійкість стояка:

σ = F/(φ·A) = 1562,1/(0,850·113,18) = 16,23 кН/см² =162,3 МПа < R_y·γ_c=270 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 відсічі 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

При поверховому сполученні балки настилу опирається на головні балки зверху і прикріплюється до них за допомогою двох болтів діаметром d=20 мм класів точності В і С без розрахунку (див. рис. 1,б).

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=2·1562,1=3124,2 кН.

Геометрична довжина колони:

за поверхового сполучення балок:

l_c=H+d₁-(h₀+d)=10000+150-(1816+44)=8290 мм,

де Н=10000 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 поверхового сполучення балок:

h₀=h+h₁+t=1400+400+16= 1816 мм,

де h=1400 мм – висота головної балки; h₁=400 мм – висота балки настилу; t=16 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 = 1·8290 = 8290 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 С255 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=829/50= 16,6 см.

Необхідна площа перерізу вітки колони:

А₁=N/(2·φ·R_y·γ_c)= 3124,2/(2·0,85·24·1)=76,57см².

За необхідними площею перерізу вітки А₁=76,57 см² і радіусом інерції і_х1=16,6см з таблиць сортаменту приймаємо прокатний

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

А_b=84,7 см², І_х=27696 см⁴, І_y=808 см⁴, і_х=18,1 см, і_y=3,09 см, b_f=160 мм, t_f=14,2 мм, t_w=9,0 мм.

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

обчислюємо гнучкість колони: λ_х1 = l_x1/i_x1 = 829/18,1 = 45,8 < λ_u=120;

залежно від λ_х1 = 45,8 і R_y = 240 МПа з табл. 72 [1] приймаємо коефіцієнт φ=0,802 і перевіряємо стійкість колони:

σ = N/(2·φ·A_b) = 3124,2/(2·0,802·84,7) = 22,99 кН/см²=229,9 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= 44,8.

Необхідний радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі:

i_y1=l_y1/λ_y1=829/44,8=18,5 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 двотаврів)

b =i_y1/α_y1=18,5/0,6=30,83 см.

Приймаємо b = 360 мм, що забезпечує необхідний зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони: а=b-b_f=360-160=200 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)·400 = 180 … 288 мм, приймаємо d_s = 280 мм; довжина планок b_s = a₂ + +2 · 50 = 200 + 2 · 50 = 300 мм; товщину планок приймаємо t_s= (1/30..1/50)·d_s = (1/30…1/50)·280 =10…6 мм,

Рис.9. Фрагмент конструктивної схеми стержня колони.

 

приймаємо t_s = 10 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: 92,7 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;

для колон із двох двотаврів згідно з прикладом розрахунку с = b = 40 см.

Величина відношення погонних жорсткостей вітки колони і планки:

n = I_s·l/(I_b·c) = 1646,4·118/(808·40) = 6,0 > 5, де I_b = I_y =808 см⁴.

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

I_y1 = 2·[I_y+A_b·(c/2)²] = 2·[808+84,7·(40/2)²] = 69376 см⁴;

20,24 см.

Гнучкість колони відносно вільно осі Y₁-Y₁:

λ_y1 = l_y1/i_y1 = 829/20,24 = 40,96.

Гнучкість вітки колони на відстані між планками у просвіті:

λ_b = l_b/i_y = 90/3,09 = 29,1.

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:

44,07.

Залежно від λ_уf=52,5 і R_y=240 МПа за табл. 72 [1] знаходимо коефіцієнт φ= 0,82 і перевіряємо стійкість колони відносно вільної осі:

σ = N/(2· φ·A_b) = 3124,21/(2·0,82·84,7) = 22,49 кН/см²=224 МПа < R_y·γ_c=240 МПа.

 

7.3.4. Розрахунок планок

Обчислюємо умовну поперечну силу:

40,09 кН.

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

Q_s = Q_fic/2 = 40,09/2 = 20,045 кН.

Розрахункове зусилля в планці:

перерізуюча сила: F_s = Q_s ·l/c = 20,045·118/40 = 59,13 кН;

згинальний момент: M_s = Q_s·l/2 = 20,045·118/2 = 1182,7 кН·см.

Перевірка міцності планок на згин за нормальними напруженнями:

σ = M_s/W_s = 1182,7/117,6 = 10,06 кН/см² = 100,6 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 С255 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=8 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 = 0,7·0,8·28 = 15,68 см²;

момент опору: W_w = β_f·k_f·l_w²/6 = 0,7·0,8·28²/6 = 73,17 см³.

г) нормальні та дотичні напруження в перерізі кутового шва:

σ_w = M_s/W_w = 1182,7/73,17 = 16,1 кН/см² = 161 МПа;

τ_w = F_s/A_w = 59,13/15,68 = 3,77 кН/см² = 37,7 МПа.

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

165,3 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 С255 з розрахунковим опором для опорної плити R_y=240 МПа (листовий прокат товщиною t>20 мм).

Розрахункове навантаження на базу становить N=3124,2 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) = 450+2·(10+65) = 600 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} = 3124,2/1,02 = 3062,9 см².

Розрахункова довжина плити:

L_пл = А_пл/В_пл = 3062,9 /60 = 51,05 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). 160/2+40

З урахуванням наведених рекомендацій розмір L_пл також заокруглюють, приймаючи кратним 50 мм. У нашому прикладі приймаємо L_пл=650 мм.

Напруження в бетоні під опорною плитою:

σ_f = N/(В_пл·L_пл) = 3124,21/(60·65) = 0,8 кН/см²=7,8 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 = 0,8·1·6,5²/2 = 16,9 кН·см.

Рис. 10. Бази колони.

для 2 – ділянки - визначаємо довжину вільного краю плити, яка приймається рівною висоті вітки колони d₂=h=45 см; довжину закріпленої сторони плити визначаємо залежно від типу перерізу колони:

для колони із двох двотаврів (приклад розрахунку):

b₂=[L_пл-(b+t_w)]/2=[650-(400+9)]/2=120,5 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 = 120,5/450 = 0,268. У зв’язку з тим, що b₂/a₂ = 0,268 < 0,5, то М₂=σ_f·1·b₂²/2=0,8·1·12,05²/2=58,08 кН·см.

для 3 – ділянки - визначаємо довжину короткої сторони плити, яка в нашому прикладі d₃ = b-t_w = 400-9 = 391 мм; довжину більшої сторони плити b₃=h=450 мм. визначаємо залежно від конструкції стержня колони:

Обчислюємо величину відношення більшої сторони плити до меншої b₃/a₃ = 450/391 = 1,15. За табл. 8.6 [2] залежно від величини відношення сторін b₃/a₃ = 1,15 приймаємо коефіцієнт α=0,059 і обчислюємо згинальний момент:

М₃ = α ·σ_f·1·a₃² = 0,059·0,8·1·39,1² = 72,15 кН·см.

Розрахунковим являється M_max = M₃ = 72,15 кН·см.

Необхідна товщина опорної плити:

4,24 см.

У відповідності із сортаментом на листову сталь приймаємо t_пл=45 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=12 мм і обчислюємо потрібну їх довжину:

l_w = N/(4·β_f·k_f·R_wf) = 3124,2/(4·0,7·1,2·18) =51,6 см.

Приймаємо l_w=52 см, що відповідає конструктивним вимогам:

l_w = 52 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 = 520+10= 530 мм.

З міркувань забезпечення необхідної жорсткості вузла висоту траверси приймають: h_тр =(0,5…0,7)·b = (0,5…0,7)·400 = 200…280 мм.

Остаточно приймаємо висоту траверси h_тр=530 мм.

7.3.6. Розрахунок оголовка колони

Конструкція оголовка показана на рис. 11.

Розрахункове навантаження на оголовок становить N=3124,2 кН.

Вертикальне ребро оголовка проектуємо з листової сталі С245 з розрахунковим опором R_p=366 МПа і R_s=139,2 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 двотаврів згідно з прикладом розрахунку (рис. 11,б):

L_пл1=b+b_f+40 мм = 400+160+40 = 600 мм,

В_пл1=h+40 мм = 450+40 = 490 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) = 3124,2/(31·33,6) =2,99 см,

де l_ef = b_s+ t_w = 260+2·25 = 310 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=30 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=11 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) = 3124,2/(4·0,7·1,1·18) = 56,35 см.

Приймаємо l_w=57 см, що відповідає конструктивним вимогам:

l_w = 57 см < 85·β_f·k_f = 85·0,7·1,1 = 65,5 см.

Тоді висота вертикального ребра:

h_s1 = l_w+10 мм = 570+10 = 580 мм.

Перевірка міцності вертикального ребра зрізу:

τ = N/(2·h_s1·t_s1) = 3124,2/(2·58·3)= 8,97 кН/см²=89,7 МПа < R_sγ_c=139,2 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=8290 мм повинна дорівнювати сумі розмірів усіх елементів вздовж висоти колони:
Знаходимо вiдстань х:

х = l_с – t_пл – h_тр – t_пл1= 8290 – 45 – 520 – 25 = 7700 мм,
де t_пл = 45

h_тр= 520
t_пл1= 25
Знаходимо число проміжків мыж планками або кількість планок:

де l_b = 900
ds = 280
Приймаємо n = 7.

Знаходимо l = 1100 мм
Тоді уточнюємо розмір l_b
l_b = l - ds = 1100 – 280 = 820 мм
Знаходимо відстань l₁:
l₁ = x – l (n – 1) – ds = 7700 – 1100 (7 – 1) – 280 = 820 мм
Знаходимо геометричну довжину колони:
l_с = l _пл + l _тр + l₁ + l (n – 1) + l _пл2 + ds = 45 + 520 + 820 + 1100 (7 – 1) + 25 + 280 = 8290.

 

 

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., Робочі майданчики виробничих будівель. Навчальний посібник, - Рівне, 2007-281с.

Рис. 12. Конструктивна схема колони.