Сварные балки. Расчет центрально-сжатой колонны

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Задание на курсовое проектирование

Таб. №1 Размеры площадки:

Размер площади в плане, м2 3а х 3б

а) Шаг колонн в продольном направлении «а», 15

б) Шаг колонн в поперечном направлении «б», м 6

Строительная высота, м 1,95

Таб. №2 Размер площадки по высоте:

Отметка чистого пола 0.000

Отметка верха настила, м 10,2

Таб. №3 Временная равномерно распределенная нагрузка на площадку:

Нормативная временная нагрузка, кН/м2 24

Таб. №4 Применяемые материалы:

Настил С235

Балки настила С245

Главные балки С275

Колонны С275

Марка бетона фундаментов В15

Таб. №5 Коэффициенты надежности по нагрузке:

Собственный вес конструкций металлических 1,05

Равномерно распределенная нагрузка на перекрытие 1,02

1. Сравнение вариантов

Для сравнения вариантов балочной клетки составляем две схемы нормального типа балочной клетки и одну схему усложненной балочной клетки. При этом рассматривается одна средняя ячейка балочной клетки, опирающаяся на колонны по углам.

Шаг балок настила задаем в пределах: 0,6…1,6 м., для металлического настила. Шаг вспомогательных балок принимаем в пределах: 2…6 м.

Устанавливая шаг вспомогательных балок, следим за тем, чтобы ни одна из вспомогательных балок не опиралась на середину главной балки, поскольку в зоне вертикального стыка стенки нельзя ставить ребра жесткости.

1.1 Первый вариант балочной клетки нормального типа

Рисунок 1. Первый вариант балочной клетки нормального типа: 1 Главная балка; 2. Балка настила

Расчет настила производим по графику Лейтеса С.Д. в зависимости от нагрузки и предельного относительного прогиба стального настила 1/150.

Определяем по графику отношение l/tн= 90.

Принимаем толщину равную tн = 12 мм в зависимости от qвр= 24 кН/м2.

Определим расчетный пролет настила и шаг балок настила:

lв.б.= (1.1)

где: - предельно относительный прогиб стального настила;

- толщина стального настила;

lв.б.= 90х0,012 = 1080 м.

Определяем количество шагов:

(1.2)

где: L - шаг колонн в продольном направлении, L= a = 15 м;

Принимаем количество шагов равным 14.

Определяем шаг балок настила:

m = (1.3)

где: а - шаг колонн в продольном направлении, равный 15 м;

n - количество принятых шагов;

m =

1.1.1. Расчет балки настила

Рисунок 2. Расчетная схема балки настила первого варианта

Погонная нормативная равномерно распределенная нагрузка на единицу длины балки.

, (1.4)

где: qвр - временная нагрузка, кН/м2;

qпост - постоянная нагрузка, равная весу настила, кН/м2;

m - шаг балок, м.

qпост =кH/м2;

кН/м2;

Расчетная нагрузка на единицу длины балки

, (1.5)

кН/м2.

Определяем максимальный расчетный изгибающий момент

; (1.6)

кНм.

Определяем требуемый момент сопротивления с учетом пластической работы материала.

, (1.7)

где: С1 - коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций, равен 1,12;

Rу - расчетное сопротивление стали установленное по пределу текучести, равное 24 кН/см2;

С - коэффициент условий работы, равен 0,9.

В соответствии с табл.50* СНиП II-23-81* балка настила рабочей площадки относится к первой группе конструкций.

см3

Принимаем двутавр № 36. Wx=743 см3; Ix=13380 см4; g = 48,6 кг/м.

1.1.2. Производим проверку принятого сечения

а. По первому предельному состоянию на прочность

(1.8)

кН/см2

б. По второму предельному состоянию по деформациям

Относительный прогиб балки должен быть меньше или равен предельному.

, (1.9)

Где Е - модуль упругости стали, равен кН/см2;

- предельный прогиб балки, равен 1/250;

, 0,003<0,004 - выполняется.

1.2. Второй вариант балочной клетки нормального типа

Рисунок 3. Второй вариант балочной клетки нормального типа: 1 главная балка; балка настила

Расчет настила производим по графику Лейтеса С.Д. в зависимости от нагрузки и предельного относительного прогиба стального настила 1/150.

Определяем по графику отношение l/tн= 90.

Принимаем толщину равную tн = 14 мм в зависимости от qвр = 24 кН/м2.

Определим расчетный пролет настила и шаг балок настила. Используем формулы (1.1), (1.2), (1,3).

lв.б.= 90х0,014 = 1,26 м;

Принимаем количество шагов равным 12

m = = м.

1.2.1. Расчет балки настила

Погонная нормативная равномерно распределенная нагрузка на единицу длины балки:

qпост = 78,50,014 = 1,1 кH/м2;

qн определяем по формуле (1.4):

кН/м;

q определяем по формуле (1.5):

кН/м;

Mmax определяем по формуле (1.6):

кНм.

Определяем требуемый момент сопротивления с учетом пластической работы материала по формуле (1.7):

см3;

Принимаем двутавр № 36. Wx=743 см3; Ix=13380 см4; g = 48,6 кг/м.

1.2.2. Производим проверку принятого сечения

а. По первому предельному состоянию на прочность, по формуле (1.8):

кН/см2;

.

б. По второму предельному состоянию по деформациям

Относительный прогиб балки должен быть меньше или равен предельному по формуле (1.9):

;

0,0032<0,004 - выполняется.

1.3. Сравнение вариантов

Таблица 1 - Сравнение вариантов

Элемент	I вариант	II вариант
	Расход стали, кг/м2
Настил	94,2	109,9
Балки настила	52,0	38,8
Итого	146,2	148,7

Выбираем первый вариант как наиболее экономичный.

фундамент балка колонна клетка

2. Расчет сварной главной балки

Рисунок 4. Расчетная схема главной балки

2.1.1. Подсчет нормативных и расчетных нагрузок

Нормативная нагрузка на единицу длины балки:

qн = (qвр+qпост)a = (1,906+24)*6=155,44 кН/м2, (2.1)

где: qвр - временная нагрузка, кН/м2;

qпост = gнаст.+ gб.н.+ gг.б.= 1,906 кН/м2 - постоянная нагрузка, равная весу листов, балок настила и главных балок в размере 2% на неё;

а = 7,7 м - ширина грузовой площади.

gнаст. = 0,942 кН/м2; gб.н. = 0,454 кН/м2;

gг.б. = (gнаст. + gб.н. + p)*0,02 = (0,942+0,454+24)*0,02 = 0,51 кН/м.

Расчетная нагрузка на единицу длинны балки:

q = (qвр ?f1 + qпост?f2)а, (2.2)

где: ?f1 - коэффициент надежности по нагрузке, для временной нагрузки ?f1=1,2;

?f2 - коэффициент надежности по нагрузке, для постоянной нагрузки ?f2=1,05.

q = (241,2 + 1,9061,05)6 = 184,81 кН/м.

2.1.2. Определяем максимальный изгибающий момент и поперечную силу от расчетных нагрузок

, (2.3)

где: l - пролет главной балки.

кНм.

Расчетная поперечная сила на опоре:

; (2.4)

кН.

2.1.3 Определяем требуемый момент сопротивления

В целях экономии металла проектируем балку переменного по длине сечения, поэтому развитие пластических деформаций можно допустить только в одном сечении - сечении с максимальным изгибающим моментом.

Требуемый момент сопротивления:

, (2.5)

где: с1 - коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций, равный 1,12;

с - коэффициент условий работы, принимаем 0,9.

см3

2.2. Подбор сечения балки

Рисунок 5. Подбор сечения балки

2.2.1. Определение высоты балки

Устанавливаем высоту балки h, исходя из трех условий:

· Наименьшего расхода металла;

· Требуемой жесткости балки;

· Ограниченной строительной высоты конструкции перекрытия.

Оптимальная высота балки, обеспечивающей расход стали:

, (2.6)

где: k = 1,15 - коэффициент, зависящий от конструктивного оформления балки;

tw - толщина стенки.

Для балок высотой до 2 м рациональное значение толщины стенки балки в мм может быть получено по эмпирической формуле:

tw = 7 + 3h, (2.7)

где: h - высота балки (м), принимаемая равной (1/81/12)*l.

h = м;

tw = 7+31,5 = 11,5 мм.

Принимаем tw = 12 мм.

см.

Минимальная высота, обеспечивающая необходимую жесткость балки:

(2.8)

где: - допустимый относительный прогиб, равный 1/400.

см;

Высоту балки h определяем исходя из заданной строительной высоты перекрытия и сравнивая полученные высоты. Окончательную высоту балки принимаем из условия hOPT h hMIN и в пределах строительной высоты.

Принимаем в соответствии с ГОСТ 4121-76

hw = 1500 мм,

tнаст.= 8 мм.

hг.б.= hw - tнаст (2.9)

hг.б. = 1500 - 8 = 1492 мм.

2.2.2. Определение толщины стенки

Толщина стенки определяется исходя из двух условий:

· Прочности стенки на срез;

· Местной устойчивости стенки.

Требуемая толщина из условий прочности стенки на срез определяется:

(2.10)

где: RS = 0,58Ry = 0,5826 = 15,08 кН/см2;

см;

1,2 см ? 0,61 см.

Для обеспечения местной устойчивости стенки без укрепления продольными ребрами жесткости в балках высотой до 2 м должно соблюдаться соотношение:

(2.11)

где: hW - высота стенки, см.

см;

1,2 см ? 0,91см.

Оба условия удовлетворяются.

Толщина стенки должна соответствовать ГОСТ, обычно принимается 810 мм (реже 6 мм) с градацией в 2 мм.

2.2.3. Определение размеров поясных листов

Требуемая площадь сечения пояса определяется по формуле:

, (2.12)

где: Wpl - требуемый момент сопротивления;

h - высота балки, см;

tw - толщина стенки, см.

см2;

Определяем ширину поясного листа:

Ширина поясного листа задается из условий общей устойчивости балки:

; (2.13)

см;

Принимаем согласно ГОСТ bf = 48 см.

2.2.4. Проверка прочности

Подобранное сечение необходимо проверить на прочность. Находим момент инерции сечения:

(2.14)

см4;

Статический момент площади половины сечения:

(2.15)

см3;

Момент сопротивления сечения находится по формуле:

(2.16)

см3;

Определяем наибольшие нормальные напряжения в балке:

(2.17)

кН/см2;

20,76 кН/см2 ? 26 кН/см2;

Определяем наибольшие касательные напряжения в балке:

(2.18)

кН/см2;

8,35 кН/см2<15,08 кН/см2.

2.2.5. Проверка жесткости

Относительный прогиб балки определяется по формуле:

, (2.21)

где: определяется по табл.8 приложения и =

;

0,002 < 0,0025 - выполняется.

В процессе окончательного расчета размеры поперечного сечения балки могут корректироваться. Сечение считается подобранным правильно, если оно удовлетворяет перечисленным условиям прочности и жесткости.

2.2.6. Изменение сечения балки по длине

Место изменения сечения поясов балки принимают на расстоянии x от опоры

Рисунок 6. К месту изменения сечения

; (2.23)

м;

Принимаем x = 3 м.

Находим расчетный момент в сечении:

; (2.24)

кН*м.

Требуемый момент сопротивления сечения балки при выполнении стыка полуавтоматической сваркой определяется по формуле:

, (2.25)

где: Rwy - расчетное сопротивление сварного соединения на растяжение и изгиб.

Rwy = 0,85Rу = 22,1 кН/см2;

см3;

Определим требуемый момент инерции измененного сечения:

; (2.26)

см4;

Момент инерции, приходящийся на поясные листы:

(2.27)

(2.28)

см4

см4

Определяем требуемую площадь поясных горизонтальных листов:

(2.29)

где: hf = tf + hw;

hf = 150 + 2,5 = 152,5 см;

см2.

Ширина поясных листов определяется по формуле:

(2.30)

см;

Принимаем = 300 мм.

Момент инерции измененного сечения балки:

(2.31)

 см4;

Момент сопротивления измененного сечения балки:

; (2.32)

см3;

Проверяем нормальные напряжения:

; (2.33)

кН/см2;

21,31 кН/см2 < 22,1 кН/см2;

Проверяем наибольшие касательные напряжения по нейтральной оси сечения, расположенного у опоры балки:

(2.34)

где: - статический момент балки измененного сечения:

; (2.35)

см3;

 кН/см2;

5,63 кН/см2 < 15,5 кН/см2;

Проверяем совместное действие нормальных и касательных напряжений на уровне поясного шва в уменьшенном сечении балки. При этажном опирании балок настила на главную приведенные напряжения равны:

, (2.36)

где: ? = 1,15 - коэффициент, учитывающий развитие в стержне пластических деформаций.

; (2.37)

; (2.38)

; (2.39)

кН/см2;

кН/см;

кН;

кН/см2;

21,27 кН/см2<26*1*1,15=29,9 кН/см2.

2.2.7 Проверка общей устойчивости балки

Если отношение не превышает значений, вычисленных при

1? h / bf ?6 и 15? bf / tf ?35 по формуле:

, (2.40)

то общую устойчивость балки можно считать обеспеченной.

Принимаем = 380 мм.

1<<6;

1<4,08<6;

15<<35;

15<11,6<35;

;

11,6<12,36.

Общая устойчивость балки обеспечена.

2.2.8 Проверка устойчивости сжатого пояса балки

Рисунок 7. К проверке местной устойчивости пояса

Местная устойчивость сжатого поясного листа считается обеспеченной, если отношение расчетной ширины его свеса bef к толщине tf не превышает следующих значений:

; (2.41)

; (2.42)

bef = 38/2 - 1,2/2 = 18,4 см;

;

7,36 см <13,81 см;

; (2.43)

;

7,36 см < 13,75 см.

2.2.9 Проверка местной устойчивости стенки балки

Определяем условную гибкость стенки

, (2.44)

;

4,44 > 3,2.

Стенки балок укрепляют поперечными ребрами жесткости при отсутствии подвижной нагрузки.

Расстояние между основными поперечными ребрами не должно превышать при * a = 2*hw = 2155 = 310 см

Принимаем а = 3,1 м.

Определим ширину выступающего ребра:

, (2.45)

мм.

Принимаем bh = 90 мм.

Определяем толщину ребра:

, (2.46)

мм.

Принимаем th = 8 мм.

Расчет на устойчивость стенок балки симметричного сечения, укрепленных только поперечными основными ребрами жесткости следует производить по формуле:

, (2.47)

где: ? - краевое сжимающее напряжение у расчетной границы отсека, принимаемое со знаком «+»;

? - касательное напряжение, вычисленное по среднему значению поперечной силы.

Значения cr и loc определяются следующим образом:

; (2.48)

; (2.49)

; (2.50)

; (2.51)

где: C1 принимаем по табл. 11 приложения в зависимости от a/hw и значения ;

= 0,8;

С2 определяем по табл. 12 приложения.

;

С2 = 45,2;

C1 = 1500/30 + 40 = 90;

;

кН;

? = Q / tw*hw = 6,16;

кН;

(2.52)

где: - отношение большей стороны пластинки к меньшей, равная 2,5/1,25 = 2.

(2.53)

где: d - меньшая из сторон пластинки, равная 310 см.

;

кН/см2;

- удовлетворяется.

2.2.10 Расчет соединений поясов со стенкой балки

При поперечном изгибе пояса составной балки стремится сдвинуться относительно стенки.

Рисунок 8. К расчету сварных швов

Сила сдвига возникает за счет разности нормальных напряжений в смежных сечениях пояса. Ее воспринимают непрерывные угловые сварные швы.

Требуемая толщина швов определяется по формуле:

(2.54)

где: Qmax -максимальная поперечная сила;

Sf -статический момент площади сечения пояса относительно нейтральной оси;

- коэффициент глубины провара шва, зависит от вида сварки. Принимаем = 0,7 - при ручной сварке;

Rwf - расчетное сопротивление металла шва сварных соединений с угловыми швами принимается по табл.56 СНиП II-23-81* в зависимости от вида сварочной проволоки или электродов;

Rwf = 180 МПа;

Вид сварочной проволоки или электродов принимается в зависимости от марки стали и вида сварки по табл.55* СНиП II-23-81*.

см;

Во избежание больших усадочных напряжений поясные швы следует устраивать сплошными, одинаковой толщины.

Минимальные значения толщины угловых швов приведены в табл.13 приложения.

Принимаем kfmin = 7 мм.

2.2.11 Расчет опорной части балки

Рисунок 9. К расчету опорных ребер

При шарнирном опирании сварных балок на нижележащие конструкции передача опорной реакции осуществляется через парные опорные ребра, плотно пригнанные или приваренные к нижележащему поясу балки.

Размеры опорного ребра устанавливаем из расчета на смятие его торцов по формуле:

(2.55)

где: Rp - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности, принимаем по табл.52* СНиП II-23-81* в зависимости от временного сопротивления проката.

Принимаем Rp = 36 МПа;

см2;

Задаемся шириной опорного ребра, а толщину определяем исходя из требуемой площади смятия:

(2.56)

Принимаем bd == 380 мм.

см;

Принимаем 1,2 см.

, (2.57)

где: - коэффициент продольного изгиба, определяется в зависимости от гибкости стенки:

, (2.58)

где: iz - радиус инерции сечения относительно оси:

, (2.59)

где: Jz - момент инерции сечения относительно оси z без учета момента инерции стенки:

; (2.60)

см4;

, (2.61)

где: As - площадь условного таврового или крестового сечения, принятого в расчете, включающая опорные ребра и полосу стенки шириной S с каждой стороны ребра:

; (2.62)

см;

см2;

см;

;

Принимаем = 0,95;

;

14,84 кН/см2 < 26 кН/см2.

3. Расчет центрально-сжатой колонны

Центрально-сжатые колонны применяют в рабочих площадках, для поддержания междуэтажных перекрытий зданий, в эстакадах, путепроводах.

Рисунок 10. Центрально-сжатая колонна

При проектировании центрально-сжатых колонн необходимо обеспечить устойчивость колонны относительно главных осей ее сечения.

3.1 Определение расчетной длинны колонны

lef = l, (3.1)

где: l - полная длина колонны от основания опорной плиты башмака до верха оголовка;

, (3.2)

где: H - отметка верха настила, Н = 10,20 м (по заданию);

hпер - высота перекрытия, которая включает высоту главных балок, балок настила, настила;

h1 - заглубление колонны ниже отметки 0.000, принимаем 1 м;

- коэффициент, учитывающий способ закрепления концов колонны, принимаем = 1 - при шарнирном закреплении верхнего и нижнего концов колонны.

hпер = 1550 +12 = 1562 мм.

l = 10200 - 1562 + 1000 = 9638 мм;

lef = 19638 = 9638 мм.

3.2 Определяем расчетную нагрузку на колонну:

(3.3)

где: V - опорная реакция главной балки равная Qmax;

кН.

Конструируем сплошную колонну.

3.3 Определяем гибкость колонны

Принимаем = 80, = 0,641 (по табл.1 приложения для стали С275).

3.4 Определяем требуемую площадь сечения колонны

(3.4)

где: С - коэффициент условия работы колонны. Принимаем равный 0,95;

Ry - расчетное сопротивление стали, принимаемое по табл.51* СНиП II-23-81*, Rу=270 МПа

см2.

3.5 Определяем требуемые радиусы инерции:

;; (3.5)

см.

3.6 Определяем требуемую высоту и ширину сечения колонны:

Рисунок 11 - К подбору сечения колонны

; (3.6)

где: 1 и 2 принимаются по табл.2 приложения и равны 0,43 и 0,24 соответственно.

см; Принимаем: 30 см;

см; Принимаем: 50 см.

3.7 Компоновка сечения колонны

Для увеличения радиуса инерции iy следует стремиться, чтобы площадь сечения поясов составляла 80% общей площади колонны.

, (3.8)

см2;

Тогда толщина стенки должна составлять

, (3.9)

где: hw = h

см.

Минимальная толщина стенки 8 мм. Принимаем tw = 12 мм.

На долю поясов приходится площадь:

, (3.10)

см2;

Требуемая толщина поясного листа:

, (3.11)

см;

Принимаем tf = 16 мм.

3.8 Принятое сечение проверяем на устойчивость

Фактическая площадь сечения стержня:

, (3.12)

Афакт = 30*1,2 + 2*50*1,6 = 196 см2;

Минимальный момент инерции

, (3.13)

см4;

Моментом инерции площади сечения стенки относительно оси y пренебрегаем ввиду его малости.

Минимальный радиус инерции:

, (3.14)

см;

Наибольшая гибкость:

, (3.15)

; ? = 0,86.

Проверяем сечение колонны по условию:

, (3.16)

кН/см2.

3.9 Производим проверку местной устойчивости поясов колонны

Для обеспечения местной устойчивости пояса колонны двутаврового сечения:

, (3.17)

, (3.18)

? 0,8.

Если условие не выполняется, то стенка должна быть укреплена посередине парными продольными ребрами жесткости.

, (3.19)

см;

;

Условие выполняется, следовательно, обеспечивается местная устойчивость пояса колонны двутаврового сечения.

3.10 Производим проверку местной устойчивости стенки колонны

Очень тонкая стенка может выпучиться, поэтому для обеспечения ее устойчивости должны выполняться следующие условия:

При >

, но не более ; (3.20)

;

;

;

25 < 71,76 < 81,63.

Условие выполняется, дополнительные ребра жесткости не устанавливаются.

Расчет базы колонны

3.11 Определение расчетной силы давления на фундамент с учетом веса колонны

N1 = N + ?*Aфакт*g*l*?f, (4.1)

где: N - усилие в колонне;

Афакт - площадь сечения колонны;

g = 9,81 м/с - ускорение свободного падения;

? = 7,85 т/м3 - плотность стали;

?f = 1,05 - коэффициент надежности по нагрузке;

l - высота колонны.

N1 = 2772,2 + 0,0196*7,85*9,81*9,638*1,05 = 2787,47 кН.

3.12 Находим требуемую площадь опорной плиты базы колонны

, (4.2)

где: Rb,loc - расчетное сопротивление сжатию (смятию) бетона фундамента.

, (4.3)

где: Rb - расчетное сопротивление сжатию бетона (призменная прочность), Rb = 1,15 кН/см2 для бетона класса В15;

? = 1,3.

кН/см2;

см2.

3.13 Определяем ширину и длину плиты базы

Ширина опорной плиты базы:

, (4.4)

где: b - ширина колонны;

ttr = 10 мм - толщина траверсы;

с = 50 мм - свес плиты базы.

мм;

Принимаем = 700 мм.

Длина опорной плиты базы

, (4.5)

см;

Конструктивно принимаем Lpl = 700 мм.

Рисунок 12 - К расчету базы сплошной колонны

3.14 Определение толщины опорной плиты базы

Плита работает на изгиб как пластинка на упругом основании от равномерно распределенной нагрузки (реактивного давления фундамента). В соответствии с конструкцией базы плита может иметь участки, опертые на 4, 3 канта и консольные.

Наибольшие изгибающие моменты, действующие на полосе шириной 1 см:

а) в пластинках, опертых на 4 канта:

, (4.6)

где: - коэффициент, зависящий от отношения более длинной стороны участка а к более короткой , , принимаем ;

g - давление на 1см2 плиты, равное среднему напряжению в бетоне фундамента под ней:

, (4.7)

кН/см2 .

M1 = 0,063*0,57*24,42 = 21,38 кН/см.

б) в пластинках, опертых на 3 канта:

, (4.8)

где: - коэффициент, зависящий от отношения закрепленной стороны пластинки к свободной , , принимаем .

M2 = 0,06*0,57*18,42 = 11,58 кН/см.

в) в консольных участках плиты

, (4.9)

где: с - вылет консоли.

кН/см.

По наибольшему из найденных для различных участков плиты изгибающих моментов определяют толщину опорной плиты базы:

, (4.10)

см,

Принимаем толщину плиты tpl = 26 мм.

3.15 Определение высоты траверсы

Высота траверсы определяется требуемой длиной сварных швов, прикрепляющих ветви траверсы к стержню колонны

, (4.11)

где: = 0,7 - зависит от вида сварки;

- высота катета сварного шва, принимается в зависимости от толщины более толстого из свариваемых элементов t = 20 мм, при пределе текучести стали до 430 МПа при ручной сварке; принимаем kf = 1 мм.

- минимальная несущая способность сварных швов определяется по СНиП II-23-81*, , , .

; м;

см.

Принимаем htr = 60 см.

3.16. Расчет оголовка колонны

Рисунок 13 - К расчету оголовка колонны

Шарнирное опирание балок осуществляется посредством передачи нагрузки на опорную плиту через пристроганные торцевые диафрагмы. В зависимости от ширины опираемого торца балки назначают ширину опорного ребра оголовка.

Находим требуемую толщину ребра из условия прочности на смятие:

ts = V / bh * Rp = 1386,1/ 33,6 * 24,4 = 1,69 см;

bh = (50 - 1,2) / 2 = 24,4 см.

Принимаем ts = 1,8 см.

Определяем высоту ребра в зависимости от требуемой длины сварных швов:

hs = ??w / n + 1 = 220/4 + 1 = 56 см.

??w = 2*V / 0,7 * Kf * Rwf = 2*1386,1/0,7*1*18 = 220 см.

Принимаем hs = 60 см.

Подобранное ребро проверяем на срез:

? = V / ts*hs ? Rs*?c

? = 1386,1 / 1,8 * 60 = 12,83 ? 13,92 - выполняется.

Список используемой литературы

1. «Сварные балки»: Метод. указания. Часть 1 - Чита: ЧитГУ, 1994 г.

2. «Центрально-сжатые колонны»: Метод. указания - Чита:ЧитГУ, 1996 г.

3. Беленя «Металлические конструкции» - Москва: Стройиздат, 1985 г.

4. Мандриков А.П. «Примеры расчеты металлических конструкций».

5. СНиП II - 23 - 81* «Строительные нормы и правила. Стальные конструкции» - Москва: Стройиздат, 1990 г.

Размещено на Allbest.ru