Металлические конструкции
Автор работы: Пользователь скрыл имя, 10 Июля 2017 в 17:30, курсовая работа
Описание работы
Технологическая нагрузка (равномерно распределенная) Рn = 0,0015 кН/см2
Размер ячейки 6× 12м, место строительства г. Барнаул
Рисунок 1.1 – Расчетная схема настила
Расчет настила заключается в нахождении толщины настила и его пролета (расстояния
между балками настила).
Содержание работы
1. Расчет настила ................................................................................................................... 4
1.1 Проверка по прогибам .................................................................................................. 5
1.2. Проверка по прочности .................................................................................................. 6
2. Расчет балки настила ......................................................................................................... 7
2.1. Проверка прочности по нормальным напряжениям .................................................... 8
2.2 Проверка прочности по касательным напряжениям .................................................... 8
2.3 Проверка общей устойчивости балки настила .............................................................. 9
2.4 Проверка местной устойчивости балки настила ........................................................... 9
3. Расчет главной балки ............................................................................................................. 9
3.1 Сбор нагрузок .................................................................................................................... 9
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил .................................... 10
3.3 Выбор стали .................................................................................................................... 10
3.4 Компоновка сечения ........................................................................................................ 10
3.5 Вычисление геометрических характеристик скомпонованного сечения .................. 12
3.6 Проверка прочности по нормальным напряжениям .................................................... 12
3.7 Обеспечение устойчивости верхнего сжатого пояса балки ........................................ 12
3.8 Изменение сечения балки по длине ............................................................................... 13
3.9 Проверка прочности стенки по касательным напряжениям ....................................... 15
3.10 Проверка деформативности балки ............................................................................... 15
3.11 Обеспечение общей устойчивости балки .................................................................... 16
3.12 Обеспечение устойчивости стенки .............................................................................. 16
3.12.1 Постановка поперечных ребер жесткости ............................................................ 16
3.12.2 Проверка устойчивости стенки балки .................................................................. 17
3.12.3 Проверка устойчивости стенки балки при наличии местных напряжений ....... 17
3.13 Проектирование опорной части балки ........................................................................ 19
3.14 Расчет поясных сварных швов ..................................................................................... 21
3.15 Укрупнительный стык балки на высокопрочных болтах .......................................... 21
4. Расчет колонны ...................................................................................................................... 24
4.1 Расчетная длина колонны ............................................................................................... 24
4.2 Расчетная нагрузка .......................................................................................................... 25
4.3 Расчет относительно материальной оси ........................................................................ 25
4.4 Расчет относительно свободной оси .............................................................................. 26
4.5 Расчет планок ................................................................................................................... 27
4.6 Расчет оголовка колонны ................................................................................................ 29
4.7 Расчет базы колонны ....................................................................................................... 30
5. Расчет связей .......................................................................................................................... 34
6. Расчет фермы ......................................................................................................................... 35
6.1 Сбор нагрузок .................................................................................................................. 36
6.2 Определение расчетных усилий в стержнях ................................................................. 36
6.3 Подбор сечения центрально-растянутых стержней фермы ........................................ 40
6.4 Конструирование и расчет узлов фермы ....................................................................... 42
Список литературы ........................................................
Файлы: 1 файл
Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение высшего профессионального
образования «Алтайский государственный технический университет им. И.И. Ползунова»
Строительно-технологический факультет
Кафедра «Строительных конструкций»
Курсовой проект защищен с оценкой___________
Руководитель проекта ____________А.А.Кикоть
“____”___________ 2017 г.
Стальные конструкции рабочей площадки
и промышленного здания
Пояснительная записка
к курсовому проекту
по дисциплине «Металлические конструкции, включая сварку»
КП 080301.17.000 ПЗ
Студентка группы С-42
Новичкова Д.Ю.
Руководитель проекта
доцент кафедры СК
Кикоть А.А.
БАРНАУЛ 2017
Оглавление
1. Расчет настила ................................................................................................................... 4
1.1 Проверка по прогибам .................................................................................................. 5
1.2. Проверка по прочности .................................................................................................. 6
2. Расчет балки настила ......................................................................................................... 7
2.1. Проверка прочности по нормальным напряжениям .................................................... 8
2.2 Проверка прочности по касательным напряжениям .................................................... 8
2.3 Проверка общей устойчивости балки настила .............................................................. 9
2.4 Проверка местной устойчивости балки настила ........................................................... 9
3. Расчет главной балки ............................................................................................................. 9
3.1 Сбор нагрузок .................................................................................................................... 9
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил .................................... 10
3.3 Выбор стали .................................................................................................................... 10
3.4 Компоновка сечения ........................................................................................................ 10
3.5 Вычисление геометрических характеристик скомпонованного сечения .................. 12
3.6 Проверка прочности по нормальным напряжениям .................................................... 12
3.7 Обеспечение устойчивости верхнего сжатого пояса балки ........................................ 12
3.8 Изменение сечения балки по длине ............................................................................... 13
3.9 Проверка прочности стенки по касательным напряжениям ....................................... 15
3.10 Проверка деформативности балки ............................................................................... 15
3.11 Обеспечение общей устойчивости балки .................................................................... 16
3.12 Обеспечение устойчивости стенки .............................................................................. 16
3.12.1 Постановка поперечных ребер жесткости ............................................................ 16
3.12.2 Проверка устойчивости стенки балки .................................................................. 17
3.12.3 Проверка устойчивости стенки балки при наличии местных напряжений ....... 17
3.13 Проектирование опорной части балки ........................................................................ 19
3.14 Расчет поясных сварных швов ..................................................................................... 21
3.15 Укрупнительный стык балки на высокопрочных болтах .......................................... 21
4. Расчет колонны ...................................................................................................................... 24
4.1 Расчетная длина колонны ............................................................................................... 24
4.2 Расчетная нагрузка .......................................................................................................... 25
4.3 Расчет относительно материальной оси ........................................................................ 25
4.4 Расчет относительно свободной оси .............................................................................. 26
4.5 Расчет планок ................................................................................................................... 27
4.6 Расчет оголовка колонны ................................................................................................ 29
4.7 Расчет базы колонны ....................................................................................................... 30
5. Расчет связей .......................................................................................................................... 34
6. Расчет фермы ......................................................................................................................... 35
6.1 Сбор нагрузок .................................................................................................................. 36
6.2 Определение расчетных усилий в стержнях ................................................................. 36
6.3 Подбор сечения центрально-растянутых стержней фермы ........................................ 40
6.4 Конструирование и расчет узлов фермы ....................................................................... 42
Список литературы ...................................................................................................................... 47
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
Лист
2
КП 080301.17.000 ПЗ
Разраб.
Новичкова Д.Ю.
Провер.
Кикоть А.А.
Н. Контр.
Утверд.
Стальные конструкции
рабочей площадки и
промышленного здания
Лит.
Листов
47
АлтГТУ, СТФ, гр. С-42
1.
Расчет настила
Дано:
Технологическая нагрузка (равномерно распределенная) Рn = 0,0015 кН/см2
Размер ячейки 6× 12м, место строительства г. Барнаул
Рисунок 1.1 – Расчетная схема настила
Расчет настила заключается в нахождении толщины настила и его пролета (расстояния
между балками настила). Стальной настил рассчитывают как тонкую пластинку с
соответствующим закреплением. При этом пластинку рассчитывают как балку с пролетом
н
l и размером сечения
н
t
×
1
. На эту пластинку действует равномерно распределенная
нагрузка
2
15
м
кН
Р н
=
. Для удобства примем за единицу измерения длин и размеров сечений
не метры, а сантиметры. Тогда
2
0015
,0
см
кН
Р н
=
.Эту пространственную схему можно
свести к плоской путем умножения распределенной нагрузки на ширину пластинки
см
кН
см
см
кН
Р н
0015
,0
1
0015
,0
2
=
∙
=
.
Соотношение между шириной и толщиной настила определим из равенства:
1
0
4
72
4
1
15
n
н
o
n
l
E
n
t
n p
⎛
⎞
=
+
│
│
⎝
⎠
,
где ln - ширина настила, см;
tn – толщина настила, см;
рn – нормативная нагрузка, действующая на настил, кН/см2;
n0 - величина обратная нормальному относительному прогибу;
E1 – приведенный модуль упругости кН/см2;
1
2
1
E
E
μ
=
-
,
где Е - модуль упругости стали (Е = 2,06·104 кН/см2)
4
4
2
1
2
2,06 10
2,26 10
/
1 0,3
E
кН
см
∙
=
=
∙
-
При Pn = 10…20 кН/м2, tн = 8…10 мм
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
4
КП 080301.17.000 ПЗ
Примем tн = 0,8 см
��н =
4
15
∗ 120 ∗ (1 +
72∗2.26∗104
1204∗0,0015
) ∗ 0,8 = 159,528 см
Теперь принимаем пролет балки такой, чтобы он был кратным пролету здания.
1200см/159,528см=7.52. Большим числом пролетов является 8. Этому соответствует
пролет балки равный 1200см/8=150 см.
Принимаем а=150 см, tн=0,8 см, n0=120
1.1 Проверка по прогибам
max
,
1
u
n
n
f
f
γ
γ
≤
=
4
max
5
384
1
n
x
P a
E I
f
α
∙
∙
=
+
Интерполяцией находим fu:
l≤100 см – fu=
1
120
∗ ��=1,25
l=150 см- fu
l=300 см – fu=
1
150
∗ ��=1
150
300 1,25 1
1
1,19
100
300
1
u
f
-
-
= +
∙
=
-
(
)
2
2
0
1
3
н
f
t
α
α
⎛
⎞
+
= │
│
⎝
⎠
4
3
3
0427
,0
12
8,0*1
12
1
см
t
I
н
x
=
=
∙
=
см
f
24,11
0427,0
10
06,2
150
0015,0
384
5
4
4
0
=
∙
∙
∙
∙
=
α*(1+ α2)=3*(
11,24
0,8
)2
α = 5,761
�������� = 11,24 ∗
1
1 + 5,761
= 1.66 см
max
u
n
f
f
γ
≤
1,66 > 1,19 Проверка не выполняется
Принимаем
1200см/9=133,33 см
fu=1.07
см
f
01,7
0427,0*
10*06,2
3,
133*
0015,0
384
5
4
4
0
=
∙
=
α = 4,157
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
5
КП 080301.17.000 ПЗ
�������� =
7,01
1 + 4,157
= 1,36
1,36 >1,07 Проверка не выполняется
Принимаем
1200см/10=120 см
fu=0,976
см
f
6,4
0427,0*
10*06,2
120*
0015,0
384
5
4
4
0
=
∙
=
α = 4,554
�������� =
4,6
1 + 4,554
= 0,828
0,828 < 0,976
Проверка по прогибам выполнена, принимаем a=120 см
1.2 Проверка по прочности
c
Ry γ
σ
∙
≤
max
по [1] таблица В.1 принимаем С235,
Ry = 230 Н/мм2 = 23 кН/см2
max
max
x
M
H
A
W
σ
=
+
M – максимальный момент возникающий в настиле.
W – геометрическая характеристика сечения, называемая моментом сопротивления
сечения при изгибе.
Н – распор.
A – площадь поперечного сечения расчетной схемы настила.
α
+
∙
=
1
1
0
M
M
, где
М0 – макс. момент для свободно опертой балки.
P=Pн*γf1=0.0015*1.2=0.0018 кН ,
γf1-коэффициент надежности по нагрузке
�� =
�� ∗ ��2
8
1 + ��
=
0.0018 ∗ 1202/8
(1 + 4.554)
= 0.583 кН ∗ см
�� = ����1 ∗
��2
4
∗ (
��������
��н
)
2
∗ ��1 ∗ ��н = 1,2 ∗
3,142
4
∗ (
0,828
120
)
2
∗ 2,26 ∗ 104 ∗ 0,8 = 2,546кН
А=1см х 0,8см=0,8 см2
���� =
�� ∗ ℎ2
6
=
1 ∗ 0,82
6
= 0,11 см3
�������� =
М
����
+
��
��
=
0,583
0,11
+
2,546
0,8
= 8,483 кН/см2
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
6
КП 080301.17.000 ПЗ
Ry = 23 кН/ см2 [1] таблица В1
c
Ry γ
σ
∙
≤
max
8,483<23, следовательно, условие проверки по нормальным напряжениям
выполняется.
2 РАСЧЕТ БАЛКИ НАСТИЛА
Расчет балки настила заключается в подборе двутаврового сечения для балки.
Рисунок 2.1 – Расчетная схема балки настила
Вес настила равен:
gn=V*ρ=1*1*0.8*0.0000785=0.0000628кН/см2
ρ=7850 кг/м3=0,0000785 кН/см3
Нормативная нагрузка на балку:
qн=Pн*a+gn*a
qн=0,0015*120+0,0000628*120=0,1875 кН/см
Расчетная нагрузка на балку:
q=γн*lн*(p* γf1+gн* γf2)
γf2 =1.05 - коэффициент надежности по нагрузке (для метал-их конструкций),
γf1 =1.2 - коэффициент надежности по нагрузке для технологической нагрузки.
q=1*120*(0.0015*1.2+0,0000628*1,2)=0.224 кН/см
Максимальный момент:
Mmax =
q ∗ lбн
2
8
=
0.1875 ∗ 6002
8
= 8437,5 кН ∗ см
Максимальная поперечная сила:
Qmax =
q ∗ lбн
8
=
0.1875 ∗ 600
2
= 56,25 кН
Подборка сечения производится исходя из момента сопротивления
Wx тр =
Mmax
сх ∗ Ry ∗ γ
c
сх – коэффициент для расчета на прочность элементов стальных конструкций с учетом
развития пластических деформаций. Принимаем сх = 1.1
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
7
КП 080301.17.000 ПЗ
Wx тр =
8437,5
1.1 ∗ 24 ∗ 1
= 319,6 см3
По найденному значению требуемого момента сопротивления сечения балки
настила по ГОСТ 8239-89 подбираем двутавр. Более подходящим является 26Б2 двутавр .
Характеристики сечения вышеуказанного двутавра:
h=261 мм
b=120мм
Ix=4654 см2
Wx=356,6 см3
Sх=201,5см3
S=6 мм
t=10 мм
2.1 Проверка прочности по нормальным напряжениям
σmax≤���� ∗ ����
σmax=
��������
����
��������
�� ∗ ���� ∗ ���� ∗ ���� ∗ ����
≤ 1
Ry = 24 кН/см2
Af = 12 AW = 14.46
Af
AW
=
b ∗ t
S ∗ (h − 2 ∗ t)
=
12 ∗ 1
0,6 ∗ (26,1 − 2 ∗ 1)
= 0.83
Интерполяцией определяем сx:
0,25 – 1,19
0,83 - cx
1 – 1,07
cx = 1,09
8437.5
356,6 ∗ 1,09 ∗ 24 ∗ 1 ∗ 1
= 0,87
0,87≤1 – проверка выполняется с запасом прочности 13%
2.2 Проверка прочности по касательным напряжениям
τmax≤Rs*γc
τmax=
��������∗����
����∗����
2
0,58
0,58 24
13,92
/
s
y
R
R
кН см
=
∙
=
∙
=
Qmax =56.25 кН
Jx = 4654 см4, t = 1см, Sx = 201,5 см3
τmax=
56.25∗201.5
4654∗1
= 2.435
2.435 < 13.92 Проверка выполняется
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
8
КП 080301.17.000 ПЗ
2.3 Проверка общей устойчивости балки настила
Общая устойчивость балки настила обеспечена, так как к верхнему сжатому поясу
прикреплен горизонтальный жесткий диск настила.
2.4 Проверка местной устойчивости балки настила
Местная устойчивость элементов балки настила обеспечена ввиду значительных
толщин проката.
2.5 Проверка по прогибам
max
,
1
u
n
n
f
f
γ
γ
≤
=
fmax =
5
384
∗
qн ∗ B4
E ∗ Ix
=
5
384
∗
0.1875 ∗ 6004
2,06 ∗ 104 ∗ 4654
= 3,3 см
fu — предельный прогиб и перемещение, устанавливаемые нормами в размере l/200 (для
l=600 см).
В нашем случае запишем:
fu =
600
200
= 3 см
3,3 > 3 Проверка не выполняется
Принимаем двутавр 30Б1
Характеристики сечения вышеуказанного двутавра:
h=296 мм
b=140мм
Ix=6328 см2
Wx=427 см3
Sх=240 см3
S=5,8 мм
t=8,5 мм
fmax =
5
384
∗
qн ∗ B4
E ∗ Ix
=
5
384
∗
0.1875 ∗ 6004
2,06 ∗ 104 ∗ 6328
= 2,43 см
2,43<3
Проверка выполняется, окончательно принимаем двутавр 30Б1
3 РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ
3.1 Сбор нагрузок
На рассматриваемую балку Б1 действуют нагрузки: полезная нагрузка, вес настила, вес
балок настила и собственный вес балки Б1.
Определим нагрузки, действующие на балку.
Нормативное значение нагрузки:
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
9
КП 080301.17.000 ПЗ
Fn = pn ∗ B ∗ a + gн ∗ B ∗ a + gбн + 0,015 ∗ G
Fn = 0.0015 ∗ 600 ∗ 120 + 0,0000628 ∗ 600 ∗ 120 + 1,974 + 0.015 ∗ 114,5 = 116,21 кН
Расчётное значение нагрузки:
F = ((γf1 ∗ pn + γf2 ∗ gн) ∗ B ∗ a + γf2 ∗ gбн + γf2 ∗ 0.015 ∗ G) ∗ γn
F = ((1.2 ∗ 0.0015 + 1.05 ∗ 0,0000628) ∗ 600 ∗ 120 + 1.05 ∗ 1,974 + 1.05 ∗ 0.015
∗ 136,42) ∗ 1 = 138,57 кН
3.2 Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил
Так как количество балок настила nб = 10 и оно больше 8, то в расчетной схеме строим
эпюры моментов и перерезывающей силы от равнодействующей нагрузки, действующей
на главную балку.
Рисунок 3.2.1 – Расчётная схема балки и эпюры «М» и «Q»
RA=RB=(134,56*10)/2=672,8 кН
qnэкв=10*116,21/1200=0,97кН/см
qэкв=10*138,57/1200=1,15 кН/см
Mmax= qэкв *L2 /8=207000 кН*см
Qmax= qэкв *L/2=690 кН
3.3 Выбор стали
Рассчитываемая балка относится ко второй группе. С учётом климатического района
строительства выбираем сталь С245 по ГОСТ 27772-88. Для неё: Ry=230 МПа для толщины
листа 4..20 мм (табл. 51 /1/), Rs=133.4 МПа.
3.4 Компоновка сечения
Главная балка изготавливается как составная сварная балка. Определим размеры
сечения балки.
60
120
L=1200 см
Ra
Rb
fmax
q экв
M'max
Qmax
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
10
КП 080301.17.000 ПЗ
3
max
тр
см
9000
1*23
207000
=
=
=
c
y
R
M
W
γ
Оптимальная высота:
см
75
16/
1200
16
1
=
=
≈
L
h
мм
25,9
75,0*3
7
3
7
=
+
=
+
≈
h
t w
см
13,
113
93,0
9000
15.1
t w
тр
=
=
≈
W
k
h opt
Определяем минимальную высоту:
см
78,28
57,
138
21,
116
9,76
1200
*
10*06.2
1200
*23
*24
5
24
5
4
min
=
│
⌋
⌉
│
⌊
⌈
=
│
⌋
⌉
│
⌊
⌈
=
F
F
f
L
E
LR
h
n
u
y
Строительная высота перекрытия не задана. Назначаем высоту балки, близкой к opt
h
.
Примем h=100 см, что больше m in
h
.
Назначение толщины стенок:
см
,80
1*92,13*)4
100(*
690
2
3
2
3
max
=
-
=
≥
c
s
w
w
Rh
Q
t
γ
см
6,0
5,5
10*06,2/24
*96
5.5
4
=
=
≥
E
R
h
t
y
w
w
Исходя из этих требований, принимая во внимание рекомендуемые отношения
высоты балки и толщины стенки и сортамент листовой стали (в отношении толщины),
назначаем
мм
10
=
w
t
по сортаменту согласно ГОСТ 19903-74 «Прокат листовой
горячекатаный».
Определяем требуемую площадь каждого пояса:
2
тр
тр
см
3,73
6
100
*1
100
9000
6
=
-
=
-
=
ht
h
W
A
w
f
Назначаем размеры поясов bf=280 мм, tf=30 мм. Эти размеры удовлетворяют требованиям:
а) tf≤ 3 tw
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
11
КП 080301.17.000 ПЗ
б) bf=(1/3…1/5)h
Фактическая площадь пояса(84 см2) близка к требуемой.
3.5Вычисление геометрических характеристик скомпонованного сечения
Рисунок 3.5.1 – Поперечное сечение балки в середине пролета
2
см
262
3*28*2
1*94
=
+
=
A
Jx = (
bf ∗ tf
3
12
+ (
1
2
∗ (hw + tf))
2
∗ bf ∗ tf) ∗ 2 +
tw ∗ hw
3
12
= (
28 ∗ 33
12
+ (
1
2
∗ (94 + 3))
2
∗ 28 ∗ 3) ∗ 2 +
1 ∗ 943
12
= 464519 см4
3
см
38,
9290
2*
100
464519
2*
=
=
=
h
J
W
x
x
3.6 Проверка прочности по нормальным напряжениям
Должно выполняться условие:
c
y
R
Wx
M
γ∙
≤
max
207000/9290,38=22,3кН/см2 < 23 кН/см2
Условие прочности удовлетворяется. Недонапряжение не превышает 5%, как этого требует
[1]
3.7 Обеспечение устойчивости верхнего сжатого пояса балки
Поскольку сталь в поясе работает в упругой стадии, выполняем проверку по формуле:
y
f
ef
R
E
t
b
5.0
≤
23
10*06.2
5.0
3
5,13
4
≤
4,5<14,96 – местная устойчивость сжатого верхнего пояса обеспечена.
28
10
0
13,5
x
x
ц .т .
1
3
3
94
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
12
КП 080301.17.000 ПЗ
3.8 Изменение сечения балки по длине
Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибающему моменту,
можно уменьшить в местах снижения моментов согласно эпюре М. Изменения сечения
дает экономию стали, но увеличивает трудоемкость изготовления. Поэтому экономически
выгодно выполнять изменения сечения в балках с относительно большими пролетами. В
таких балках экономия стали превышает дополнительные расходы, вызванные
увеличением трудоемкости.
Изменить сечение балки можно несколькими способами. Наиболее подходящим в
нашем случае является уменьшение ширины поясов ближе к опорам. При этом их
толщина (а следовательно и высота балки) остается неизменной по всей длине балки.
Рисунок 3.8.1 – изменение сечения балки по длине
см
L
х
200
6
1200
6
=
=
=
115000
2
)
200
1200(*
200*15,1
2
)
(**
)(
1
=
-
=
-
=
x
L
x
q
x
M
экв
кН*см
кН
x
L
q
x
Q
экв
460
)
200
600(*15.1)
2
(*
)(
1
=
-
=
-
=
Определяем
требуемый
момент
сопротивления
измененного
сечения:
3
1
35.
5882
1
55.19
115000
см
R
M
W
с
wy
тр
=
∙
=
∙
=
γ
55,19
23*85.0
85.0
=
=
=
y
wy
R
R
.
L=1200 см
x=L/6=200
q
bf1
bf
Q 1
Q 1
M1
M1
M
Q
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
13
КП 080301.17.000 ПЗ
Требуемая площадь пояса:
2
тр
1
см
16.42
6
100*1
100
35.
5882
6
=
-
=
∙
-
=
ω
th
h
W
A
тр
l
f
Ширина пояса измененного сечения :
см
см
t
A
b
f
f
f
14
3
16.42
1
1
=
=
=
Принимаем ширину пояса 18 см, что удовлетворяет требованиям:
-
10
1
h
b f
≥
- условие выполняется
-
мм
b f
180
1 ≥
- условие выполняется
-
2
1
f
f
b
b
≥
- условие выполняется
Вычисляем геометрические характеристики принятого сечения:
Рисунок 3.8.2 – гометрические размеры измененного сечения
2
1
см
202
1*94
)3*18(*2
=
+
=
A
4
3
2
2
3
1
2
3
1
1
см
323339
12
94*1
2*3)*18*
3))
(94*
2
1
(
12
3*18
(
12
*
2*)
*))
(
2
1
(
12
*
(
=
+
+
+
=
=
+
+
+
=
w
w
f
f
f
w
f
f
x
h
t
tb
t
h
t
b
J
3
1
1
8,
6466
2*
см
h
J
W
x
x
=
=
Выполняем необходимые проверки:
а) проверка прочности стыкового сварного шва
bf1=18
h
=
10
0
tw=1
t
f
=
3
t
f
=
3
h
w
=
9
4
x
x
ц .т .
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
14
КП 080301.17.000 ПЗ
c
wy
x
R
W
M
γ∙
≤
1
1
;
115000
6466,8
=17,8 кН/см2=178 Мпа < 195,5Мпа – проверка удовлетворяется.
б) выполняем проверку на прочность по приведенным напряжениям в стенке в месте
изменения сечения.
c
y
a
a
пр
R γ
τ
σ
σ
≤
+
=
2
2
3
МПа
230
2,
167
кН/см
72,16
47*
323339
115000
*
2
1
1
1
а
<
=
=
=
=
МПа
d
J
M
x
σ
МПа
230
37
кН/см
7,3
1*
323339
2619
*
460
2
1
1
1
a
<
=
=
=
=
МПа
tJ
SQ
w
x
f
τ
S1f=18*3*0.5*(94+3)=2619 см3
МПа
МПа
230
179
кН/см
9,17
7,3*3
72,16
2
2
2
пр
≤
=
=
+
=
σ
Проверка удовлетворяется; сталь работает упруго.
3.9 Проверка прочности стенки по касательным напряжениям
Проверка прочности стенки по касательным напряжениям выполняется в приопорном
сечении в месте возникновения Qmax. Вычисление напряжений производится по формуле
Журавского:
c
s
w
x
x
R
t
J
S
Q
γ
≤
*
*
1
1
max
,где S1x – статический момент полусечения.
��1х = 28 ∗ 3 ∗ 0,5(94 + 3) + 0,5 ∗ 94 ∗ 1 ∗ 0,25 ∗ 94 = 4074 + 1104,5 = 5178,5 см3
460 ∗ 5178,5
323339 ∗ 1
= 7,37 кН/см2
7.37кН/см
2
=73,7МПа<139МПа
Условие прочности удовлетворяется.
3.10 Проверка деформативности балки
Проверяем балку по прогибам. Максимальный прогиб fmax не должен превышать
предельного нормируемого значения fu.
n
u
f
f
γ
≤
max
,
fmax =
5
384
qn,экв ∗ L4
E ∗ J1x
=
5 ∗ 0,97 ∗ 12004
384 ∗ 2.06 ∗ 104 ∗ 323339
= 3,9 см
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
15
КП 080301.17.000 ПЗ
fu =
1
212,8
L = 5,64 см
3,9см<5,64 см – жёсткость балки обеспечена.
3.11Обеспечение общей устойчивости балки
В соответствии с п. 5.16[1] устойчивость балки обеспечена, если выполняется условие:
y
f
f
f
f
f
f
f
ef
R
E
h
b
t
b
t
b
b
l
│
│
⌋
⌉
│
│
⌊
⌈
-
+
+
≤
)
016.0
73.0(
0032
.0
41.0
,
где lef – расчетная длина балки в расчетах на местную устойчивость.
23
10*06.2
97
18
)15*
016.0
73.0(
15*
0032
.0
41.0
18
108
4
│
⌋
⌉
│
⌊
⌈
-
+
+
≤
,
6<16,43 – условие выполняется, следовательно, общая устойчивость балки
обеспечена.
3.12 Обеспечение устойчивости стенки
3.12.1 Постановка поперечных рёбер жёсткости
Условная гибкость стенки:
��̅�� =
ℎ��
����
∗ √
����
��
=
94
1
∗ √
24
2.06 ∗ 104
= 3.2
Максимальное расстояние между ребрами не должно превышать
см
235
94*5,2 =
≤
a
.
Балку выполняем из двух отправочных марок. Поэтому предусматриваем
укрупнительный стык в середине длины балки, чтобы отправочные марки были
одинаковыми. Количество ребер должно быть четным, а кол-во шагов-соответственно
нечетным.15/5=2,4-недопустимо, 12/7=1,714 м, устанавливаем ребра с шагом а=1714 мм.
Местные(локальные) напряжения от давления на неукрепленную ребром стенку от
опирания балок настила определяем по формуле:
2
2
24
08,4
))7
3(2
14(1
57,
138
см
кН
см
кН
l
t
F
ef
w
p
loc
≤
=
+
∙
+
∙
=
∙
=
σ
см
k
t
b
l
f
f
f
ef
34
)7
3(2
17
)
(2
1
=
+
∙
+
=
+
∙
+
=
Прочность по локальным напряжениям обеспечена, поэтому устанавливать поперечные
ребра под балки настила необязательно.
Для данной балки принимаем двухстороннюю постановку ребер.
Определим ширину выступающей части ребра r
b
72
40
30/
940
40
30/
=
+
=
+
≥ w
r
h
b
мм=7,2 см
см
br
2,7
≥
, принимаем
см
br
8
=
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
16
КП 080301.17.000 ПЗ
Толщина ребра
см
t
E
R
b
t
r
y
r
r
53,0
10
06.2
23
82
2
4
=
∙
∙
=
≥
, принимаем tr=0,5см в
согласовании сортаментом листовой стали.
3.12.2 Проверка устойчивости стенки балки
Такая проверка не требуется при условиях
λw≤3,5 – при отсутствии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами;
λw≤3,2 – то же, в балках с односторонними поясными швами;
λw≤2,5 – при наличии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами.
Все эти условия не выполняются, поэтому следует произвести проверку.
3.12.3 Проверка устойчивости стенки балки при наличии местных напряжений.
Отсек 1
Длина отсека a больше его высоты hw. Поэтому необходимо назначить
«расчетный» отсек с расчетной длиной aef. Поскольку в приопорном отсеке ведущую роль
при потере устойчивости играют касательные напряжения , сдвигаем «расчетный» отсек
ближе к опоре:
aef=94 см
M1 =
qэкв ∙
aef
2
∙ (L −
aef
2
)
2
=
1,15 ∗
94
2
∗ (1200 −
94
2
)
2
= 31159,9 кН ∙ см
Q1 = qэкв ∙ (
L
2
−
aef
2
) = 1,15 ∗ (
1200
2
−
94
2
) = 635,95 кН
207000
690
" М "
"Q"
a e f = 940
1714
1714
1714
1714
1694
L=1200 см
20
1694
1714
a e f = 940
F
F
F
F
F
F
F
F
F
F
о т се к 1
о т се к 3
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
17
КП 080301.17.000 ПЗ
I1x = 323339см4
σ1 =
M1
I1x
∙
hw
2
=
31159,9
323339
∙
94
2
= 4,53
кН
см2 < 24
кН
см2
τ1 =
Q1
tw ∙ hw
=
635,95
1 ∙ 94
= 6,77
кН
см2
< 13.92
кН
см2
a
h��
=
171.4
94
= 1.82 >0.8
loc
σ
��1
=
4.08
4.53
= 0.9
δ = β ∗
bf1
hw
∗ (
tf
tw
)
3
= 0.8 ∗
18
94
∗ (
3
1
)
3
= 4.14
Определяем коэффициент сcr, используя линейную интерполяцию.
σ1cr =
ccr ∙ Ry
λw
̅̅̅̅2
=
73.8 ∙ 24
3,22
= 172.97
кН
см2
λа̅ =
a
tw
∗ √
Ry
E
=
171.4 ∗ 0,5
1
∗ √
24
2.06 ∗ 104
= 2,93
σloc,cr =
c1∗Ry
λa
̅̅̅2
=
19.4∗24
2.932
= 54,2
кН
см2
,здесь при расчете λa̅ подставляем 0,5а,вместо а
c1=19.4
λef
̅̅̅̅ =
d
tw
∗ √
Ry
E
=
94
1
∗ √
24
2.06 ∗ 104
= 3,2
μ =
171,4
94
= 1,82
τ1 cr = 10.3 ∗ (1 +
0.76
μ2
) ∗
Rs
λef
̅̅̅̅2
= 10,3 ∗ (1 +
0,76
1,822
) ∗
13,9
3,22
= 17,2
кН
см2
√( 4,53
172,97
+
4,08
54,2
)
2
+ (
6,77
17,2
)
2
= 0.4 < 1 – неравенство выполняется, следовательно,
устойчивость стенки в первом отсеке обеспечена.
Отсек 3
Поскольку в отсеках, близких к середине пролета, ведущую роль при потере устойчивости
играют нормальные напряжения , сдвигаем «расчетный» отсек ближе к середине балки
M3 =
qэкв ∙ (
L
2
−
a
2
−
aef
2
) ∙ (L − (
L
2
−
a
2
−
aef
2
))
2
=
1,15 ∗ (
1200
2
−
171,4
2
−
94
2
) ∗ (1200 − (
1200
2
−
171,4
2
−
94
2
))
2
= 196874,66 кН ∙ см
Q3 = qэкв ∙ (
L
2
− (
L
2
−
a
2
−
aef
2
)) = 1,15 ∗ (
1200
2
− (
1200
2
−
171,4
2
−
94
2
)) = 152,605 кН
I3x = 464519 см4
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
18
КП 080301.17.000 ПЗ
σ3 =
M3
I3x
∙
hw
2
=
196874,66
464519
∙
94
2
= 19,92
кН
см2
< 24
кН
см2
τ3 =
Q3
tw ∙ hw
=
152,605
1 ∙ 94
= 1,62
кН
см2
< 13.92
кН
см2
a
hef
=
171,4
94
= 1,82
loc
σ
��3
=
4.08
19,92
= 0.2
δ = β ∗
bf1
hw
∗ (
tf
tw
)
3
= 4,14
σ3 cr =
ccr ∗ Ry
λw
2
̅̅̅̅
=
73.8 ∙ 24
3,2
2
= 172,97
кН
см2
σloc,cr =
c1 ∗ Ry
λa
̅2
=
24 ∗ 19.4
2,932
= 54.2
кН
см2
λа̅ =
a
tw
∗ √
Ry
E
=
a
tw
∗ √
Ry
E
=
171.4 ∗ 0,5
1
∗ √
24
2.06 ∗ 104
= 2,93
c1 по табл. При a=0.5a3=85.7
c1=19.4
μ =
257,1
114
= 2,26
τ3 cr = 10.3 ∗ (1 +
0.76
μ2
) ∗
Rs
λef
̅̅̅̅2
= 10,3 ∗ (1 +
0,76
1,822
) ∗
13,9
3,22
= 17,2
кН
см2
√( 19.92
172.97
+
4.08
54.2
)
2
+ (
1,62
17.2
)
2
= 0.212 < 1 – неравенство выполняется, следовательно,
устойчивость стенки в третьем отсеке обеспечена.
3.13 Проектирование опорной части балки
Рисунок 3.13.1 – Опирание балки на колонну а) конструктивное решение; б) расчетная
схема опорной стойки при расчете на устойчивость; в) условное расчетное сечение стойки
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
19
КП 080301.17.000 ПЗ
Вычисляем требуемую площадь опорного ребра:
2
r
тр,
см
57,20
1*7,32
8,
672
=
=
=
c
p
R
R
A
γ
.
Назначаем ширину ребра
r
b , равной ширне поясов,
см
18
=
=
f
r
b
b
. Тогда
см
14,1
18/57,20 =
=
r
t
. В соответствии с сортаментом выбираем
мм
12
=
r
t
.
Проверяем местную устойчивость ребра:
65,14
24
10*
2.06
0.5
08,7
2,1
5,8
4
=
<
=
=
r
ef
t
b
7,08<14,65
Местная устойчивость ребра обеспечена.
Проверяем устойчивость опорной стойки из плоскости стенки балки:
4
3
3
3
3
см
8,
584
12
1*04,19
12
18*2,1
12
12
=
+
=
+
=
w
r
r
z
dt
bt
J
см
04,19
24
10*06.2
1*65.0
65.0
4
=
=
=
y
w
R
E
t
d
,
см
79,3
64,40
8,
584
,
=
=
=
r
ef
z
z
A
J
i
2
,
см
64,40
1*04,19
2,1*18
=
+
=
r
ef
A
8,24
79,3
94
=
=
=
z
w
s
i
h
λ
. По таблице 72 СНиП II-23-81*
947,0
=
φ
.
:
МПа
230
175
кН/см
48,17
64,40*
947.0
8,
672
2
,
<
=
=
=
МПа
A
R
r
ef
φ
Устойчивость обеспечена.
Назначаем катет двусторонних угловых сварных швов крепления опорного ребра к
стенке. Принимаем полуавтоматическую сварку в нижнем положении сварочной
проволокой Св-08Г2С (табл. 39 [1]) в среде СО2. Для данной проволоки по табл. 39 [1]
Rwf=215 МПа.
МПа
R
R
un
wz
5.211
470
45.0
*45.0
=
∙
=
=
1
]),1[39.
(
05.1
,9.0
=
=
=
=
wz
wf
z
f
табл
γ
γ
β
β
f
β
и
z
β -коэффициенты глубины проплавления .Зависят от вида сварки, положения
сварного шва.
Требуемый катет швов:
по металлу шва
см
18,0
1*1*5.21*94*9.0*2
8,
672
2
=
=
=
c
wf
wf
w
f
f
Rh
R
k
γ
γ
β
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
20
КП 080301.17.000 ПЗ
по металлу границы сплавления
см
2.0
1*1*65,16*94*05.1*2
8,
672
2
=
=
=
c
wz
wz
w
z
f
Rh
R
k
γ
γ
β
По расчету требуемый катет составляет 3 мм
По конструктивным требованиям (таб. 38 [1]) минимальный катет 6 мм. Окончательно
принимаем
м
6 м
k f
=
.
Сварные швы, крепящие ребро к поясам, принимаем конструктивно минимальными
(согласно табл. 38 [1])
мм
8
=
f
k
3.14 Расчёт поясных сварных швов
кН/см
59,5
323339
2619
*
690
1
1
=
=
=
x
f
J
QS
T
,
6192
1f
=
S
,
S1f – статический момент пояса относительно нейтральной оси балки.
см
/
93,6
20
57,
138
кН
l
F
V
ef
=
=
=
,
ef
l =14+2*3=20 см
см
/
9,8
93,6
59,5
2
2
2
2
кН
V
T
H
=
+
=
+
=
Принимаем (таб. 38 [1]) автоматическую сварку сварочной проволокой Св-08А под
флюсом АН-348-А в положении «в лодочку».
МПа
R wf
180
=
МПа
R wz
5,166
=
1
15.1
1,1
=
=
=
=
wz
wf
z
f
γ
γ
β
β
Сварные швы двусторонние.
Требуемый катет швов:
- по металлу шва
см
22,0
1*1*18*1,1*2
9,8
2
=
=
=
c
wf
wf
f
f
R
H
k
γ
γ
β
- по металлу границы сплавления
см
23,0
1*1*55,16*15,1*2
9,8
2
=
=
=
c
wz
wz
z
f
R
H
k
γ
γ
β
По расчету требуемый катет составляет 3 мм
По конструктивным требованиям (табл. 38 [1]) минимальный катет 5 мм.
Окончательно принимаем катет двусторонних швов для верхнего и нижнего поясов kf = 5
мм.
3.15 Укрупнительный стык балки на высокопрочных болтах
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
21
КП 080301.17.000 ПЗ
В стыках на высокопрочных болтах каждый пояс перекрывается тремя накладками, а
стенка – двумя накладками, площадь сечения которых должна быть не меньше площади
перекрываемых элементов.
Применяются высокопрочные болты с контролем усилия натяжения. В таких
соединениях передача усилий осуществляется за счет сил трения, которые возникают по
поверхности соприкосновения от сильного прижатия деталей друг к другу. Принимаем
диаметр болтов 24 мм.
Для стыка принимаем высокопрочные болты d = 24 мм из стали 40Х «селект» с
Rbun=1100 МПа . Диаметр отверстий 27 мм. Способ обработки поверхностей –
газопламенный. Способ контроля натяжения болтов – по моменту закручивания.
Тогда по табл. 42[1] коэффициент трения μ = 0,42, коэффициент γh = 1,12.
Расчетное сопротивление растяжению высокопрочного болта:
0,7
0,7 1100 770
bh
bun
R
R
М П а
=
∙
=
∙
=
,
где Rbun – наименьшее временное сопротивление болта разрыву, принимаемое по табл. 61 .
2
см
52,3
=
bn
A
(таб. 62).
77 3,52 271
,
1 (
10)
bh
bh
bn
b
P
R
A
кН
при n
γ
=
∙
=
∙
=
=
≥
Несущая способность одного болта с учётом двух плоскостей трения:
кН
3,203
12.1/1*42.0*52*,77*2
/
2
=
=
=
h
b
bn
bh
bh
AR
Q
γ
μγ
.
Момент, воспринимаемый поясами,
кНсм
26,
176156
464519
395304
*
207000
=
=
=
x
f
f
J
MJ
M
,
4
2
3
2
3
см
395304
2*)3*28*
))3
94(*5,0(
12
3*28
(
2*)
*
))
(
2
1
(
12
*
(
=
+
+
=
+
+
=
f
f
f
w
f
f
f
tb
t
h
t
b
J
кН
1816
97
26,
176156
=
=
=
f
f
f
h
M
N
.
9,8
1*3,
203
1816
=
=
=
c
bh
f
Q
N
n
γ
.
Принимаем 10 болтов с каждой стороны стыка и размещаем их в соответствии с
конструктивными требованиями (табл. 39 [1]).
Пояс ослаблен двумя отверстиями:
2
2
4,71
85,0
8,67
)7,22
28(3
см
А
см
A
f
fn
=
≤
=
∙
-
∙
=
Следовательно, расчет ведем по условной площади пояса
2
80
8,67
18,1
18,1
см
A
A
fn
c
=
∙
=
∙
=
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
22
КП 080301.17.000 ПЗ
y
i
R
n
n
A
N
≤
│
⎠
⎞
│
⎝
⎛
- 5,0
1
2
2
0,24
43,20
10
2
5,01
80
1816
см
кН
см
кН
≤
=
│
⎠
⎞
│
⎝
⎛
-
Прочность поясов в месте укрупнительного стыка обеспечена.
Принимаем толщины поясных накладок 20 мм. Тогда площадь наиболее напряженного
сечения накладок, ближайшего к середине балки, с учетом ослабления двумя отверстиями
=
≤
=
∙
-
∙
+
∙
-
∙
=
н
нn
А
см
A
85,0
6,63
))7,22
10(2)7,22
28((2
2
79,9 см2
Следовательно, расчет ведем по условной площади накладок
2
75
6,63
18,1
18,1
см
А
A
нn
с
=
∙
=
∙
=
2
2
0,24
79,21
)
10
2
*5,0
1(*
75
1816
5,0
1
см
кН
см
кН
n
n
A
N
i
c
f
≤
=
-
=
│
⎠
⎞
│
⎝
⎛
-
Принимаем накладки толщиной 20мм. Стенку перекрываем двумя накладками 390х920х20
мм.
Момент, воспринимаемый стенкой,
4
3
3
69215
12
94*1
12
см
hw
tw
I w
=
=
∙
=
см
кН
I
I
M
M
x
w
w
∙
=
∙
=
∙
=
30843
464519
69215
207000
Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов
amax=920-2*40=840 мм
Принимаем два вертикальных ряда (m=2) с каждой стороны стыка и 10
горизонтальных рядов с шагом 840/9=93,3 мм.
Рисунок 3.15.1 – Укрупнительный стык на высокопрочных болтах
84
0
10
10
920
80
110
100
40
100
40
93
,3
93
,3
93
,3
110
16
0
60
60
В ид А
280
100
100
10
20
20
10
00
40
40
390
280
550
40
40
93
,3
93
,3
93
,3
93
,3
93
,3
93
,3
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
23
КП 080301.17.000 ПЗ
В сечении балки, где выполняется стык Q=0, максимальное усилие в наиболее
нагруженном болте
кН
Q
кН
a
m
a
M
N
bh
i
w
3,
203
62,
144
65,
8317
2
78
30843
2
max
max
=
<
=
∙
∙
=
∙
∙
=
∑
где
2
2
2
2
2
2
2
65,
8317
9,63
7,49
5,35
3,21
1,7
см
ai
=
+
+
+
+
=
∑
Прочность стыка обеспечена.
4 РАСЧЕТ КОЛОННЫ
Рисунок 4.1 – Расчетная схема колонны
4.1 Расчетная длина колонны
Марка стали для колонны С235
230
y
R
М П а
=
Строительная высота перекрытия:
Нстр = ℎ + ���� + ��н = 100 + 1,2 + 0,8 = 102 см
где h –высота главной балки;
ap – выступающая вниз часть опорного ребра;
tн – толщина настила;
Геометрическая длина колонны от верха оголовка до фундамента:
�� = �� − ��стр + ℎ3 = 960 − 102 + 60 = 918 см
H - отметка верха настила;
стр
H
- строительная высота перекрытия;
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
24
КП 080301.17.000 ПЗ
з
h - глубина заложения;
Расчетная длина колонны:
������х = �� ∗ �� = 1 ∗ 918 = 918 см
������у = �� ∗ �� = 1 ∗ 918 = 918 см
4.2 Расчётная нагрузка
А2=L*B=600*1200=720000 см2=72 м2
gгл.б=Vгл.б*l*ρ=(((3*28*2)+94*1)*1200*1,05)*0.0000785=25,91 кН
gбн=1,974*10=19,74 кН
gн – вес перекрытия (вес настила, балок настила и главных балок)
gн= gн*А2=0,0000628*720000=45,22 кН
кН
L
В
р
Pн
1080
0015,0*
1200*600
=
=
∙
∙
=
кН
g
g
g
P
N
f
б
г
н
б
н
f
н
1296
05,1)91,25
74,19
22,45(2,1
1080
)
(
2
.
.
1
=
∙
+
+
+
∙
=
∙
+
+
+
∙
=
γ
γ
4.3 Расчет относительно материальной оси
Зададимся гибкостью
60
x
λ =
, тогда
825,0
=
х
φ
-
х
φ
определяется из таблицы Д.1 [1] зависимости от x
λ и типа сечения.
Подбор сечения сквозной колонны начинается с расчета на устойчивость относительно
материальной оси x, т.е. с определения требуемой площади сечения по формуле:
2
74,34
1
23
811,02
1296
2
см
R
N
A
c
y
х
тр
=
∙
∙
∙
=
∙
∙
∙
=
γ
φ
Радиус инерции:
imp =
lef
λx
=
918
60
= 15,3см
Принимаем швеллер № 36
Швеллер № 36
А, см2
iх, см Ix, см4
Iy, см4
b, мм h, мм s, мм
t, мм r1, мм
53,4
14,2
10820
513
110
360
7,5
12,6
6
Гибкость колонны относительно оси х:
65,64
2,14
918
,
=
=
=
x
x
ef
х
i
l
λ
для которой φх=0,786
Проверяем устойчивость колонны относительно оси х
%)
33
(
23
43,15
4,53
2
786,0
1296
2
2
2
2
запас
см
кН
см
кН
см
кН
A
N
x
<
=
∙
∙
=
∙
∙
=
φ
σ
Принимаем швеллер № 33
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
25
КП 080301.17.000 ПЗ
Швеллер № 33
А, см2
iх, см Ix, см4
Iy, см4
b, мм h, мм s, мм
t, мм r1, мм
46,5
13,1
7980
410
105
330
7,0
11,7
5,0
Гибкость колонны относительно оси х:
70
1,13
918
,
=
=
=
x
x
ef
х
i
l
λ
для которой φх=0,761
Проверяем устойчивость колонны относительно оси х
%)4,20
(
23
3,18
5,46
2
761,0
1296
2
2
2
2
запас
см
кН
см
кН
см
кН
A
N
x
<
=
∙
∙
=
∙
∙
=
φ
σ
Принимаем швеллер № 30
Швеллер № 30
А,
см2
iх, см Ix, см4
Iy, см4
b,
мм
h, мм s, мм t, мм r1, мм
Xo,см iy,
см
40,5
12
5810
327
100 300
6,5
11,0
5,0
2,52 2.84
Гибкость колонны относительно оси х:
5,76
12
918
,
=
=
=
x
x
ef
х
i
l
λ
для которой φх=0,725
Проверяем устойчивость колонны относительно оси х
%)
4
(
23
07,22
5,40
2
725,0
1296
2
2
2
2
запас
см
кН
см
кН
см
кН
A
N
x
<
=
∙
∙
=
∙
∙
=
φ
σ
Окончательно принимаем швеллер № 30.
4.4 Расчет относительно свободной оси
Определяем расстояние между ветвями колонны из условия равноустойчивости колонны в
двух плоскостях
5,76
=
= х
ef х
λ
λ
.
Планки на колонне устанавливаем с таким расчетом, чтобы гибкость отдельных ветвей
относительно оси у не превышала 40.
Принимаем гибкость ветви равной 26, тогда по формуле определяем гибкость колонны
относительно свободной оси:
95,71
26
5,76
2
2
2
2
=
-
=
-
=
в
efх
y
λ
λ
λ
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
26
КП 080301.17.000 ПЗ
В соответствии с типом принятого сечения расстояние между ветвями «b» определяют из
выражения
b
i y
44.0
=
,
76,12
95,71
918
см
l
i
y
ef у
y
=
=
=
λ
Тогда
,
29
44,0
76,12
44,0
cм
i
b
y
=
=
=
Принимаем b=30см
Просвет между ветвями b1 = b – bf = 30–2*10 = 10 см.
Принимаем просвет ветвями b1 = 15 см , необходимый для окраски внутренних
поверхностей
Проверяем сечение относительно свободной оси у:
Момент инерции относительно оси у:
(
)
(
3
2
3
2
78,
13269
)52,2
2
30
5,40
327
2)
2
(2
см
см
см
Xo
b
A
I
I
y
yy
=
│
⎠
⎞
│
⎝
⎛
-
+
∙
=
-
∙
+
∙
=
Вычисляем радиус инерции и гибкость стержня
см
A
I
i
yу
y
8,12
5,402
78,
13269
2
=
∙
=
∙
=
72,71
8,12
918
=
=
=
y
efy
y
i
l
λ
Приведенная гибкость колонн
3,76
26
72,71
2
2
2
2
=
+
=
+
=
b
y
efy
λ
λ
λ
Такой гибкости соответствует коэффициент продольного изгиба φу=0,721
Условие устойчивости колонн относительно свободной оси у:
2
2
23
19,22
5,40
2*
721,0
1296
2
см
кН
см
кН
A
N
y
y
<
=
∙
=
∙
∙
=
φ
σ
Проверка выполняется с запасом 3,5 %.
Окончательно принимаем λх=76,5 и λefy=76,3
efy
x
λ
λ
=
- колонна устойчива в двух плоскостях.
4.5 Расчет планок
Устанавливаем размеры планки. Планки заводим на ветви на 30 мм.
Длина планки:
см
b
bпл
21
32
15
32
1
=
∙
+
=
∙
+
=
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
27
КП 080301.17.000 ПЗ
Высота планки:
см
b
d пл
7,14
)75,0.....5,0(
=
∙
=
Принимаем dпл=15 см.
Толщина планки:
см
tпл
8,0
=
Расстояние между планками:
см
c м
i
l
y
b
b
74
84,73
84,2*
26
≈
=
=
∙
= λ
В сварных колоннах за расчетную длину ветви принимают расстояние между планками в
свету. Принимаем lb=74cм. Расстояние между центрами планок:
см
d
ll
пл
b
89
15
74
=
+
=
+
=
Условная поперечная сила в колонне принимается по данным приведенным в [5]
кН
A
Q fic
2,
16
5,
40
2
2,0
2,0
=
∙
∙
=
∙
=
Поперечная сила и изгибающий момент, действующие на планку грани:
Н
bn
l
Q
F
fic
03,24
30
2
89
2,16
=
∙
∙
=
∙
∙
=
см
кН
n
l
Q
M
fic
∙
=
∙
∙
=
∙
∙
=
45,
360
22
89
2,16
2
Принимаем приварку планок к полкам швеллеров угловыми швами k=0,8 см. Так как
прочность угловых швов при kf=tпл=0,8 см будет меньше прочности планки,
то достаточно выполнить только проверку прочности сварных швов.
Присоединение планок осуществляется полуавтоматической сваркой сварочной
проволокой Св-08А . Rwf=180 МПа, (принимается по таблице Г.2[1]), βf=0,7, ( принимается
по таблице 39 СП 16.13330.2011), γwf=γwz=1
см
d
k
A
пл
f
f
f
4,8
15*8,0
7,0
=
∙
=
∙
∙
= β
ω
Площадь и момент сопротивления сварного шва
3
2
2
21
6
158,07,0
6
см
d
k
W
пл
f
f
f
=
∙
∙
=
∙
∙
=
β
ω
Напряжения в шве от момента и поперечной силы
2
1,17
21
45,
360
см
кН
W
M
wf
wf
=
=
=
σ
2
9,2
4,8
03,24
см
кН
A
F
f
f
=
=
=
ω
ω
τ
Равнодействующее напряжение
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
28
КП 080301.17.000 ПЗ
2
2
2
2
2
2
0,18
3,17
9,2
1,17
см
кН
R
см
кН
wf
f
f
равн
=
≤
=
+
=
+
=
ω
ω
τ
σ
σ
(запас 3,8%)
Rωf - расчетное сопротивление по металлу шва
Прочность конструкции обеспечена.
4.6 Расчет оголовка колонны
Рисунок 4.6 – Схема оголовка колонны
Опирание балок принято сверху. Оголовок колонны состоит из опорной плиты и ребер,
поддерживающих плиту и передающих нагрузку на стержень колонны.
Ребра оголовка привариваются к плите и к ветвям колонн. Швы, прикрепляющие ребро
оголовка к плите, должны выдерживать полное давление на оголовок.
Определяем величину катета сварного шва:
где
см
R
l
N
k
c
f
f
f
f
,
3,3
11
185,327,0
1296
=
∙
∙
∙
∙
=
∙
∙
∙
∙
=
∑
γ
γ
β
ω
ω
ω
cм
s
b
l
l
p
34
)5,62
30(2)2
(2
2
=
∙
-
=
-
=
=
∑ ω
Ввиду большой толщины сварного шва kf=3,2 см торец колонны и ребро необходимо
фрезеровать. В этом случае давление от балок будет передаваться непосредственно через
опорную плиту на ребро оголовка, а толщина швов, соединяющих плиту с ребром и с
ветвями колонны, назначается конструктивно. Принимаем kf=0,7 см.([1] таблица 38)
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
29
КП 080301.17.000 ПЗ
Высоту ребра оголовка hp определяем из условия, требуемой длины швов, передающих
нагрузку на стержень колонны. Принимаем kf = 7 мм.
см
R
k
n
N
h
c
f
f
f
f
p
8,36
73,36
11
187,07,04
1296
=
=
∙
∙
∙
∙
∙
=
∙
∙
∙
∙
∙
=
γ
γ
β
ω
ω
ω
Толщину ребра оголовка tp определяем из условия сопротивления на смятие под
полным опорным давлением:
cм
Rl
N
t
p
см
p
2
72,1
7,32
23
1296
=
=
∙
=
=
где lсм – длина сминаемой поверхности, равная ширине опорного ребра балки плюс две
толщины плиты оголовка:
cм
b
lcм
23
5,22
18
21
=
∙
+
=
+
=
δ
кН
R p
7,32
=
- временное сопротивление стали разрыву;
Проверяем ребро на срез
2
2
/
34,13
58,0
/
13,5
72,1
73,362
5,0
1296
2
5,0
см
кн
R
R
см
кН
th
N
y
s
p
p
=
∙
=
<
=
∙
∙
∙
=
=
τ
Толщина опорной плиты принимается конструктивно в пределах 20-25 мм. Принимаем
толщину опорной плиты d=2,5 см.
4.7 Расчет базы колонны
Рисунок 4.7.1 – База колонны
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
30
КП 080301.17.000 ПЗ
База является опорной частью колонны и предназначена для передачи усилия с колонны
на фундамент. Конструктивное решение базы зависит от типа колонны, условий ее
закрепления в фундаменте и величины нагрузки. Конструкцию базы центрально сжатой
сквозной колонны принимаем с траверсами. Траверса служит для более равномерного
распределения усилий от колонны на плиту и увеличивает ее несущую способность.
Материал для базы – сталь С235,
МПа
R y
230
=
при толщине t = 4…20 мм;
МПа
R y
220
=
при t = 21…40 мм.
Бетон фундамента класса В12,5, для которого Rв = 7,5 МПа = 0,75 кН/см2.
Расчетную нагрузку на базу определяем как сумму нагрузок: нагрузку на колонну N и вес
колонны Gк.
кН
G
N
F
f
к
42,
1302
100
1.18,31
18,92
1296
2
=
∙
∙
∙
+
=
+
=
γ
2∙
∙
= lg
G
в
п
k
,
gв – вес 1 м.п. ветви=31,8 кг
l – геометрическая длина колонны;
γf2 – коэффициент надежности по нагрузке.
Требуемая площадь опорной плиты базы колонны
2
56,
1736
75,0
42,
1302
см
R
F
A
в
тр
пл
=
=
=
Ширину плиты Впл определяем по конструктивным соображениям
,2
2
с
t
h
B
тр
пл
+
+
=
h – расстояние между траверсами, высота сечения ветви;
tтр – толщина траверсы, которая из конструктивных соображений устанавливается 10..16
мм;
с – свободный выступ плиты за траверсу, принимаемый равным 2..6 см.
Принимаем:
;
40
;
14
мм
с
мм
t тр
=
=
см
см
В пл
41
8,40
424,12
30
≈
=
∙
+
∙
+
=
Тогда длина плиты:
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
31
КП 080301.17.000 ПЗ
.
36,42
41
56,
1736
см
В
А
L
пл
тр
пл
пл
=
=
=
Принимаем Впл=40см, Lпл=50см
Рисунок 4.7.2 –Принятая база колонны
Плиту рассчитываю как пластину, нагруженную снизу равномерно –
распределенным давлением σф и опертую на элементы сечения стержня и базы колонны.
Напряжение под плитой:
2
65,0
40*
50
42,
1302
см
кН
L
B
F
пл
пл
ф
=
=
=
σ
Наибольшие изгибающие моменты, действующие на полосе шириной 1 см, в пластинах,
опертых на 3 и 4 канта, определяют по формулам:
при опирании на 4 канта:
;
2
а
M
ф
ασ
=
при опирании на 3 канта:
;
2
1
а
M
ф
βσ
=
где α и β - коэффициенты принимаемые по табл. Е.2[1];
а – короткая сторона контура;
а1 – длина свободной стороны.
Участок №1, опертый на 4 канта:
091,0
7,1
35,16
8,27
=
⇒
=
=
α
a
b
[1, табл. 4.6], расчетный момент определяется как для
500
4
0
0
6,5
350
75
75
300
50
50
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
32
КП 080301.17.000 ПЗ
однопролетной балочной плиты по формуле:
см
кН
см
a
M
ф
∙
=
=
∙
=
8,15
1*
35,16*65,0*
091,0
*
2
2
1
σ
α
Участок №2, опертый на 3 канта:
2
4
5,7
30
1
1
>
=
=
b
a
Cледовательно, максимальный запас прочности определяем как для консоли
��2 =
��ф ∗ ��1
2 ∗ 1см
2
=
0.65 ∗ 7,52 ∗ 1
2
= 18,28 кН ∗ см
Участок №3 , опертый на 1 кант:
С= 4,1 см
см
кН
см
с
M
ф
∙
=
∙
=
∙
=
46,5
2
1*1,4
65,0
2
2
2
3
σ
.
По максимальному моменту определяем толщину плиты
��пл = √
6 ∗ ��������
����
= √
6 ∗ 18,28 ∗ 10
230
= 2.18 см
Принимаем плиту толщиной 22 мм.
Высоту траверсы находим по длине сварных швов, необходимых для прикрепления
ее к стержню колонны. Прикрепление траверсы к колонне выполняем полуавтоматической
сваркой сварочной проволокой СВ-08Г2С.
МПа
R wf
180
=
,
0,45
162
z
un
R
R
М П а
ω
=
=
,
МПа
Run
360
=
,
0,7
f
β =
,
1
z
β = .
Расчет ведем по металлу шва, так как
wz
z
wf
f
R
R
∙
<
∙
β
β
.
При 4-х вертикальных швах с катетом
см
k f
8.0
=
высота траверсы составит:
см
R
k
F
l
wf
f
f
w
3,32
180
8.07.04
10*42,
1302
4
=
∙
∙
∙
=
∙
∙
∙
=
β
- принимаем высоту траверсы
см
hтр
34
=
Производим проверку траверсы на прочность. Траверса рассчитывается, как
однопролетная балка с консолями:
Рисунок 4.7.3 – Расчетная схема траверсы
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
33
КП 080301.17.000 ПЗ
qф=
0,65∗41
2
=13,33 кН/см
W=
��тр∗ℎтр
2
6
=
1,4∗342
6
=269,7 см3
На максимальном участке:
Mk=
��ф∗��1
2
2
=
13.3∗7.52
2
=374.06 кН*см2
МПа
R
МПа
W
M
y
к
230
9,13
=
<
=
=
σ
.
На среднем участке:
см
кН
b
q
M
M
ф
к
пр
∙
=
-
=
∙
-
=
84,
327
8
8,27*3,13
06,
374
8
2
;
МПа
МПа
W
M пр
230
16,12
7,
269
10*84,
327
<
=
=
=
σ
.
Швы, прикрепляющие ветви траверсы к опорной плите, рассчитываем на полное
усилие, действующее на колонну. Учитывая, что на консольных участках листы траверсы
приваривают с двух сторон, находим:
см
R
l
F
k
wf
wf
w
f
f
05.1
1*18*98*7.0
42,
1302
=
=
∙
∙
∙
=
∑
γ
β
∑���� = 2 ∗ (34 + 2 ∗7.5)=98 см
- принимаем конструктивный шов с катетом
мм
k f
10
=
.
Приварку торца ветвей колонны к опорной плите выполняем конструктивными швами 7мм,
так как эти швы в расчете не учитывались.
Колонна крепится к фундаменту анкерными болтами.
По приложению Г [1] принимаем болты из высокопрочной стали 40Х «селект». Диаметр
анкерных болтов 20 мм, Аbn =2,45см2.
5 РАСЧЕТ СВЯЗЕЙ
При применении крестовой решетки связей покрытий допускается расчет по условной
схеме в предположении, что раскосы воспринимают только растягивающие усилия.
При определении усилий в элементах связей обжатие поясов ферм, как правило,
учитывать не следует.
Для крестовой и портальной вертикальных связей, а так же для распорок и связевых
ферм задаемся предельной гибкостью λ в соответствии с таблицами 19 и 20 СНиПа /1/,
λ=300.
Подбор сечения ведем по следующей формуле:
λ
ef
l
i =
, где
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
34
КП 080301.17.000 ПЗ
i – необходимый радиус инерции сечения; lef – расчетная длина связи.
Связь С1
м
lef
97,10
=
[ ]λ
ef
l
i =
i – радиус инерции уголков.
[λ] - предельная гибкость элементов
см
i
66,3
300
1097
=
=
Принимаем спаренные уголки №12,5 по ГОСТ 8509-93
Связь С2
м
lef
97,10
=
см
i
66,3
300
1097
=
=
Принимаем спаренные уголки №12,5 по ГОСТ 8509-93
6 Расчет фермы
В качестве ригеля рамы примем типовую ферму, номинальным пролетом 24 м, с
высотой на опоре 3150 мм, уклоном кровли 1,5 %. Пояса фермы, стойки и раскосы
выполняются из парных уголков горячекатаных уголков, составленных в тавр. Фермы
разбиваются на две отправочные марки.
125
14
14
125
125
14
14
125
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
35
КП 080301.17.000 ПЗ
6.1 Сбор нагрузок
На ферму действуют: временная нагрузка (равномерно распределенный снег) и
постоянная нагрузка. Нормативные и расчетные значения нагрузок, а также коэффициент
надежности по нагрузке, приведены в таблице 1.
№
Нагрузка
Нормативная
- н
q ,кН/м2
f
γ
Расчетная-
p
q ,кН/м2
Постоянные нагрузки
1
Гидроизоляционный слой «Технониколь»
0.1
1.2
0.12
2
Теплоизоляционный слой из плит «пеноплекс
« t=160 мм.
0.5
1.2
0,6
3
Пароизоляция t = 4 мм
0.024
1.2
0.0288
4
Стальной профнастил по
ГОСТ 24045-94, Н 75-750-0.8
0.1
1.05
0.11
5
Прогоны из швеллера №27
0.15
1.05
0.1575
6
Стропильная ферма
0.1
1.05
0.11
7
Связи по стальному шатру покрытия
0.08
1.05
0.084
Итого:
1,054
1,2103
Временные нагрузки
Снег
0,84
1,4
1,663
Ферма представляется в виде свободно опертой шарнирно-стержневой системы,
отвечающей выбранной конструктивной схеме фермы. Равномерно распределенная по
длине ригеля вертикальная нагрузка заменяется системой сосредоточенных сил,
приложенных к узлам верхнего пояса фермы.
6.2 Определение расчетных усилий в стержнях
Определение усилий в стержнях фермы производим с программы SCAD. Результаты
статического расчета приведены ниже:
Рисунок 6.1 - Усилия в стержнях от постоянной нагрузки
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.№
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
36
КП 080301.17.000 ПЗ
Рисунок 6.2 - Усилия в стержнях от снеговой нагрузки
№
стержня
N, кН
Наимен. эл-та
№ стержня
N, кН
Наимен. эл-та
1
155,17
нижний
пояс
(стержни 1-4)
16
36,57
раскос(стержни
14-21)
2
362,04
17
182,86
3
362,04
18
182,86
4
155,17
19
36,57
5
-284,47
верхний
пояс(стержни
5-10)
20
-109,71
6
-284,47
21
-219,44
7
-387,91
8
-387,91
9
-284,47
10
-284,47
11
-51,72
стойка(стержни
11-13)
12
-51,72
13
-51,72
14
-219,44
15
-109,71
6.2 Подбор сечения сжатых стержней фермы
• Расчет стержней верхнего сжатого пояса 5,6,7,8,9,10
N= -387.91
2
24
/
y
R
кН см
=
1
2
3
4
5
6
7
8
9
1 0
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
37
КП 080301.17.000 ПЗ
0,8
c
γ =
Примем ��в��=90
��̅ = 90 ∗ √
24
2,06∗104 = 3,072 ��=0,549
Aтр=
387.91
0.549∗24∗0.8
=36,8 см2
��трх =
��������
��
=
300
90
= 3.33 см
��тр�� =
��������
��
=
600
90
= 6.67 см
Примем равнополочный уголок ∟160x12, у которого:
А = 37.39 см2 , iх 4.94= см, iу = √
��
��
=7.09 см
Проверка на устойчивость подобранного сечения:
1
y
c
N
A R
φ
γ
≤
∙
∙
∙
���� =
��������
����
=
300
4.94
= 60.73
���� =
��������
����
=
600
7.09
= 84.63
��̅
������
= ���� ∗ √
����
��
= 84.63 ∗ √
24
2,06∗104=2.89 ��=0,582
387.91
0.582 ∗ 2 ∗ 37.39 ∗ 24 ∗ 0.8
= 0.465 < 1
• Расчет опорных раскосов 14, 21
N= -219.44
2
24
/
y
R
кН см
=
0,8
c
γ =
Примем
���=90
��̅ = 90 ∗ √
24
2,06∗104 = 3,072 ��=0,549
Aтр=
219,44
0.549∗24∗0.8
=20,82 см2
��трх =
��������
��
=
212,15
90
= 2,36 см
��тр�� =
��������
��
=
424,3
90
= 4,71 см
Примем равнополочный уголок ∟100х12, у которого:
А = 22,8 см2 , iх = 3,03 см, iу = 4,62 см
Проверка на устойчивость подобранного сечения:
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
38
КП 080301.17.000 ПЗ
1
y
c
N
A R
φ
γ
≤
∙
∙
∙
���� =
��������
����
=
212,15
3,03
= 70
���� =
��������
����
=
424,3
4,62
= 91,84
��̅
������
= ���� ∗ √
����
��
= 91,84 ∗ √
24
2,06∗104=3,13 ��=0,539
219,44
0.539 ∗ 2 ∗ 22,8 ∗ 24 ∗ 0.8
= 0.465 < 1
Проверка по предельной гибкости:
max
,
и сж
λ
λ
≤
�������� = 91,84 ����,сж = 150
Проверка выполняется.
• Расчет раскосов 15, 20
N= -109,71
2
24
/
y
R
кН см
=
0,8
c
γ =
Примем
���=110
��̅ = 110 ∗ √
24
2,06∗104 = 3,75 ��=0,438
Aтр=
109,71
0.438∗24∗0.8
=13,05 см2
��трх =
��������
��
=
424,3
110
= 3,86 см
��тр�� =
��������
��
=
424,3
110
= 3,86 см
Примем равнополочный уголок∟90х9, у которого:
А = 15,6 см2 , iх = 2,75 см, iу = 4,23 см
Проверка на устойчивость подобранного сечения:
1
y
c
N
A R
φ
γ
≤
∙
∙
∙
���� =
��������
����
=
424,3
2,75
= 154,3
���� =
��������
����
=
424,3
4,23
= 100,3
��̅
������
= ��х ∗ √
����
��
= 154,3 ∗ √
24
2,06∗104=5,2 ��=0,271
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
39
КП 080301.17.000 ПЗ
109,71
0.271 ∗ 2 ∗ 15,6 ∗ 24 ∗ 0.8
= 0.68 < 1
Проверка по предельной гибкости:
max
,
и сж
λ
λ
≤
�������� = 154,3 ����,сж = 180
Проверка выполняется.
• Расчет стоек 11,13
Примем
���=90
��̅ = 90 ∗ √
24
2,06∗104 = 3,07 ��=0,549
Aтр=
51,72
0.549∗24∗0.8
=4,9 см2
��трх =
��������
��
=
300
90
= 3,33 см
��тр�� =
��������
��
=
300
90
= 3,33 см
Примем равнополочный уголок 75 5
x
∠
, у которого:
А = 7,39 см2 , iх = 2,31 см, iу = 3,57 см
Проверка на устойчивость подобранного сечения:
1
y
c
N
A R
φ
γ
≤
∙
∙
∙
���� =
��������
����
=
300
2,31
= 129,87
���� =
��������
����
=
300
3,57
= 84
��̅
������
= ��х ∗ √
����
��
= 129,87 ∗ √
24
2,06∗104=4,43 ��=0,350
51,72
0.350 ∗ 2 ∗ 7,39 ∗ 24 ∗ 0.8
= 0.52 < 1
Проверка по предельной гибкости:
max
,
и сж
λ
λ
≤
�������� = 129,87 ����,сж = 148,8
Проверка выполняется.
6.3 Подбор сечения центрально растянутых стержней фермы
• Расчет раскосов 17, 18
N=182,86
2
24
/
y
R
кН см
=
0,95
c
γ =
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
40
КП 080301.17.000 ПЗ
1
y
c
N
A R
γ
≤
∙
∙
Aтр=
��
����∗����
=
182.86
24∗0.95
= 8.02см2
Примем равнополочный уголок∟90х6, у которого:
А = 10.61 см2 , iх =2.78 см, iу = 4,19 см
Проверка прочности:
1
y
c
N
A R
γ
≤
∙
∙
182,86
2 ∗ 10,61 ∗ 24 ∗ 0.95
= 0.38 < 1
Проверка по предельной гибкости:
max
,
и р а ст
λ
λ
≤
���� =
��������
����
=
424,3
2,78
= 152,63
���� =
��������
����
=
424,3
4,19
= 101,26
�������� = 152,63 ����,раст = 400
Проверка выполняется.
• Расчет стержней нижнего растянутого пояса 1,2,3,4
Нижний пояс выполняем без изменения сечения по длине фермы. А значит,
рассчитываем на максимальное растягивающее усилие
N=362,04
2
24
/
y
R
кН см
=
0,95
c
γ =
1
y
c
N
A R
γ
≤
∙
∙
Aтр=
��
����∗����
=
362,04
24∗0.95
= 15,88 см2
Примем равнополочный уголок∟110х8, у которого:
А = 17,2 см2 , iх =3,39 см, iу = 5,02 см
Проверка прочности:
1
y
c
N
A R
γ
≤
∙
∙
362,04
2 ∗ 17,2 ∗ 24 ∗ 0.95
= 0.46 < 1
Проверка по предельной гибкости:
max
,
и р а ст
λ
λ
≤
���� =
��������
����
=
600
3,39
= 176,9
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
41
КП 080301.17.000 ПЗ
���� =
��������
����
=
1200
4,19
= 286,4
�������� = 286,4 ����,раст = 400
Проверка выполняется.
По конструктивным требованиям, с учетом расчетов назначаем 4 типоразмера для
фермы: верхний пояс-∟160x12, нижний пояс-∟110х8, опорные раскосы-∟100х12,
раскосы и ,стойки-∟90х9
Рисунок 6.3.1 - Подобранные сечения фермы
6.4. Конструирование и расчет узлов фермы
Все элементы данной фермы, кроме фасонок, относятся ко 2 группе конструкций.
Фасонки – к 1 группе. Все стержни выполнены из стали марки С245, а фасонки – из стали
С255. Для стержней Ryn = 245 Н/мм2, Run = 370 Н/мм2.
Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С по ГОСТ 2246 под
флюсом АН-43по ГОСТ 9087 в среде углекислого газа по ГОСТ 8050.
Расчет 18-го стержня
Для данной проволоки:
2
5,21
см
кН
R wf
=
2
65,16
37
45,0
45,0
см
кН
R
R
un
wz
=
∙
=
∙
=
,
9,0
=
f
β
,
05,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1) ,
1
=
= wz
wf
γ
γ
. (коэффициенты
проплавления определяются по таблице 39, СП16)N=182.86 кН
По обушку:
1. Расчет по металлу шва.
1
7,05,0
об
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
Задаемся катетом
мм
t
k
8,10
92.1
2.1
max
=
∙
=
∙
=
,t– толщина прикрепляемого уголка.
1
1
5.21
08.19.0
86,
182
7,05,0
об
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
06,3
об
=
w
l
см
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
7,05,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
110 х 8
110 х 8
110 х 8
110 х 8
160 х 12
160 х 12
160 х 12
160 х 12
160 х 12
160 х 12
100
х
12
90
х
9
90
х
9
90
х
9
90
х
9
90
х
9
90
х
9
90
х
9
90
х
9
100
х
12
90
х
9
Изм. Лист № докум. Подпис
ь
Дат
а
Лист
42
КП 080301.17.000 ПЗ
1
1
65,16
08,1
05,1
86,
182
7,05,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
41,3
об
=
w
l
см
41,4
1
41,3
об
=
+
=
махw
l
Принимаем l=5 см
Расчет по перу:
мм
мм
t
k
7
2
9
2
max
=
-
=
-
=
1,1
=
f
β
,
15,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1. Расчет по металлу шва.
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
1
1
5,21
7,01,1
86,
182
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
66,1
=
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,167,0
15,1
86,
182
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
05,2
=
Принимаем l=3 см
Расчет 11-го стержня
N=51.72 кН
По обушку:
1,1
=
f
β
,
15,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
7,05,0
об
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
Задаемся катетом.
мм
t
k
8,10
9*2,1
*2,1
max
=
=
=
,t– толщина прикрепляемого уголка.
1
1
5.21
08,11,1
72,517,05,0
об
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
72,0
об
=
w
l
см
2.Расчет по металлу границы сплавления
Изм. Лист № докум. Подпис
ь
Дат
а
Лист
43
КП 080301.17.000 ПЗ
1
7,05,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,16
08,1
15,1
72,517,05,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
88,0
об
=
w
l
см
Принимаем l=2 см
Расчет по перу:
мм
мм
t
k
7
2
9
2
max
=
-
=
-
=
1,1
=
f
β
,
15,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
1
1
5,21
7,01,1
72,515,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
5,0
=
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,167,0
15,1
72,515,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
6,0
=
Принимаем l=2 см
Расчет 15го стержня
N=109.71кН
По обушку:
9,0
=
f
β
,
05,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
7,05,0
об
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
Задаемся катетом.
мм
t
k
8,10
92.1
2.1
max
=
∙
=
∙
=
,t– толщина прикрепляемого уголка.
1
1
5.21
08,19,0
71,
109
7,05,0
об
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
84,1
об
=
w
l
см
Изм. Лист № докум. Подпис
ь
Дат
а
Лист
44
КР 080301.17.000 ПЗ
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
7,05,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,16
08,1
05,1
71,
109
7,05,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
03,2
об
=
w
l
см
Принимаем l=4 см
Расчет по перу:
мм
мм
t
k
7
2
9
2
max
=
-
=
-
=
1,1
=
f
β
,
15,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
1
1
5,21
08,11,1
71,
109
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
7,0
=
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,16
08,1
15,1
71,
109
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
8,0
=
Принимаем l=2см
Расчет пояса
9,
209
17,
155
04,
365
1
2
=
-
=
-
=
N
N
N f
По обушку:
9,0
=
f
β
,
05,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
7,05,0
об
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
Задаемся катетом.
6,9
82.1
82.1
max
=
∙
=
∙
=
k
,t– толщина прикрепляемого уголка.
Изм. Лист № докум. Подпис
ь
Дат
а
Лист
45
КП 080301.17.000 ПЗ
1
1
5.21
96,09,0
9,
209
7,05,0
об
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
4
об
=
w
l
см
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
7,05,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,16
96,0
05,1
9,
209
7,05,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
4,4
об
=
w
l
см
4,5
14,4
об
=
+
=
махw
l
Принимаем l=6 см
Расчет по перу:
мм
мм
t
k
6
2
8
2
max
=
-
=
-
=
1,1
=
f
β
,
15,1
=
z
β
,(СП 16 табл. Г1)
1.Расчет по металлу шва.
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
fz
f
f
l
R
k
N
γ
β
1
1
5,21
6,01,1
9,
209
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
22,2
=
2.Расчет по металлу границы сплавления
1
5,03,0
≤
∙
∙
∙
∙
∙
∙
c
w
wz
f
z
l
R
k
N
γ
β
1
1
65,166,0
15,1
9,
209
5,03,0
=
∙
∙
∙
∙
∙
∙
w
l
см
l
w
74,2
=
Принимаемl=4см
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
46
КП 080301.17.000 ПЗ
Список литературы
1 СП 16.13330.2011 Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-
23-81*
2 СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП
2.01.07-85*
3 СП 131.13330.2012 Строительная климатология. Актуализированная редакция
СНиП 23-01-99*
4 ГОСТ 21.502-2007 Правила выполнения проектной и рабочей документации
металлических конструкций.
5 Металлические конструкции. Общий курс: учебник для вузов/ под ред. Е.И.
Беленя.- 6-е изд., перераб. и доп.- М.: Стройиздат, 1985.-560с.
6 Кикоть А.А. Расчет стальной сварной балки: методические указания к
курсовому проектированию для студентов строительных специальностей /АлтГТУ им.
И.И. Ползунова – Барнаул: Изд-во АлтГТУ, 2005. – 50 с.
7 Калько И. К. Расчет элементов балочной клетки. Методические указания к
курсовой работе по курсу «Металлические конструкции» для студентов специальности
03.01.14 - ПОС /АлтГТУ им. И.И. Ползунова – Барнаул: Изд-во АлтГТУ, 1989. – 36 с.
Изм.
Изм.
Лист
Лист
№ докум.
докум.
Подпис
ьПодпи
Дат
аДа
Лист
47
КП 080301.17.000 ПЗ
Информация о работе Металлические конструкции