PS_Metal_Balka


ЗМІСТ
ВСТУП.............................................................................................. 4
1. Вихідні дані для виконання курсової роботи………………… 4
2. Конструкція робочої площадки……………………………...... 7
3. Розрахункові характеристики матеріалів конструкцій та їх з’єднань. 8
3.1. Балки настилу………………………………………………… 8
3.2. Головні балки………………………………………………… 8
3.3. Колони………………………………………………………… 8
3.4. Монтажні болти для з’єднання балок настилу з головними балками.. 9
4. Розрахунок стального настилу……………………………....... 10
5. Розрахунок балки настилу…………………………………….. 10
6. Розрахунок головної балки……………………………………. 13
6.1. Збір навантажень та визначення розрахункових зусиль…... 13
6.2. Підбір поперечного перерізу головної балки………………. 14
6.3. Перевірка міцності підібраного перерізу головної балки ..... 16
6.4. Зміна перерізу по довжині балки …………………………… 17
6.5. Перевірка міцності за дотичними напруженнями ………… 19
6.6. Перевірка міцності стінки за приведеними напруженнями . 19
6.7. Загальна стійкість балки ……………………………….......... 19
6.8. Місцева стійкість елементів балки ………………………… 20
6.9. Перевірка прогину балки…………………………………….. 23
6.10. Розрахунок з’єднання полиці зі стінкою ………………….. 23
6.11. Розрахунок опорного ребра ………………………………... 24
6.12.Монтажний стик балки……………………………………… 25
6.13.Розрахунок прикріплення балок настилу до головних балок 26
7. Розрахунок колони ………………………………………….... 27
7.1. Вибір розрахункової схеми колони ………………………….. 27
7.2. Компонування перерізу стержня колони ……………………. 27
7.3. Розрахунок стержня колони ………………………………….. 28
7.3.1. Розрахунок колони відносно матеріальної осі Х1-Х1 ........... 28
7.3.2. Розрахунок колони відносно вільної осі Y1-Y1 ………….... 29
7.3.3. Перевірка стійкості колони відносно вільної осі………….. 30
7.3.4. Розрахунок планок………………………………………….. 31
7.3.5. Розрахунок бази колони....................................................... 33
7.3.6. Розрахунок оголовка колони……………………………… 36
7.3.7. Конструювання колони …………………………………… 37
Список літератури………………………………………………… 39
Вступ
В курсовому проекті “Робоча площадка виробничої будівлі” з дисципліни “Металеві конструкції” виконується компонування балочного перекриття з розрахунком стального настилу та прокатних балок, конструювання та розрахунок головної балки, наскрізної колони з вузлами.
Обсяг роботи: креслення на аркуші формату А1, розрахунково-пояснювальна записка з необхідними розрахунками, рисунками та обгрунтуванням вибраних конструкцій – 25...30 сторінок рукописного тексту.
Завдання на проектування студенти денної форми навчання одержують на кафедрі інженерних конструкцій на спеціально розроблених бланках, студенти заочної форми навчання вихідні дані обирають на підставі шифру (трьох останніх цифр номера залікової книжки) за таблицями 1,2 і 3, які наведені в даних методичних вказівках.
Приклад визначення вихідних даних для шифру 481.
Вихідні дані для виконання курсової роботи
Відповідно з шифром 481 з таблиць 1, 2, 3 приймаємо вихідні дані для виконання курсової роботи:
- крок колон повздовжній l1 – 11,0 м; поперечний l2 – 4,9 м;
- тип балкової клітки – нормальний;
- відмітка верху настилу – 8,7 м.
- тип сполучення балок – поверхове;
- тип колони – наскрізна з планками;
- тип бази колони – з траверсами;
- обпирання головних балок на колону – через торцеве опорне ребро;
- тимчасове нормативне навантаження – рn=27 кПа;
- тип настилу – стальний плоский;
- монтажний стик головної балки – на монтажному зварювані;
- монтажні з’єднання – на болтах класів точності В і С;
- матеріал конструкцій – сталь за ГОСТ 27772-88: настилу і балок настилу – С235; головних балок – С255; колон (стержень, база, оголовок) - С245; фундаменти під колону – із бетон класу В15.
Таблиця 1 Вихідні параметри балочної клітки робочої площадки(для всіх варіантів приймати нормальний тип балочної клітки згідно з рис.1) Розміри l1 x l2, м Остання цифра шифру 9 13,0 x 4,8 12,0 x 6,8 12,0 x 7,2 13,0 x 4,8 8,5 x 5,3 9,1 x 6,1 10,5 x 4,8 10,5 x 6,0 9,0 x 4,8 9,5 x 5,9
8 12,0 x 5,2 12,0 x 5,4 8,9 x 6,1 10,8 x 5,9 12,3 x 7,2 10,5 x 5,0 9,0 x 5,5 12,0 x 8,0 10,5 x 6,0 9,9 x 6,1
7 10,0 x 6,0 12,8 x6,0 11,3 x 6,9 12,9 x 5,0 13,0 x 5,0 12,1 x 6,0 12,8 x 7,1 13,0 x 6,0 12,0 x 7,0 10,5 x 7,1
6 12,0 x 4,5 11,0 x 7,0 12,0 x 6,1 12,1 x 6,2 11,0 x 7,0 13,0 x 7,5 12,1 x 6,4 11,0 x 7,1 13,1 x 4,5 9,0 x 6,0
5 12,0 x 9,0 9,9 x 5,6 10,5 x 5,1 9,5 x 5,3 10,5 x 6,0 10,5 x 7,1 13,0 x 5,0 13,0 x 6,2 12,9 x 7,0 12,3 x 6,0
4 9,0 x 6,3 12,0 x 6,1 12,2 x 6,0 12,0 x 7,0 12,8 x 7,2 8,4 x 6,1 10,0 x 4,8 10,7 x 6,3 9,5 x 4,9 9,0 x 6,3
3 8,8 x 4,5 12,0 x 8,0 9,1 x 6,1 10,5 x 7,0 9,1 x 6,1 12,0 x 6,9 9,0 x 6,0 10,0 x 5,5 10,5 x 6,0 12,0 x 4,5
2 12,0 x 7,5 11,0 x 7,0 10,0 x 6,0 9.0 x 6,0 8,1 x 5,5 9,0 x 7,0 11,0 x 4,5 11,0 x 5,5 12,0 x 5,5 13,0 x 6,0
1 7,7 x 6,0 8,8 x 5,5 7,9 x 5,0 11 x 4,9 12,1 x 6,0 13,0 x 5,5 10,3 x 7,0 13,2 x 5,0 12,1 x 7,1 11,6 x 6,1
0 9,8 x 4,5 11,0 x 5,0 12,5 x5,9 8,8 x 5,9 9,8 x 5,5 11,0 x 6,5 12,7 x 7,1 8,8 x 6,5 11,2 x 7,0 12,6 x 8,0
Перед-останняцифрашиіру 1 2 3 4 5 6 7 8 9 0

Таблиця 2 Компонування робочої площадки Передостання цифра шифру 9 8.5 1 наскрізна з планками з траверсами торцеве Примітка: “Тип сполучення балок” позначене: 1 – поверхове сполучення; 2 – сполучення в одному рівні Таблиця 3 Додаткові дані Перша цифра шифру 9 С245 С255 С275 35 зварний бетон класу В15
8 10.5 1 8 С235 С255 С245 32 7 9.5 2 7 С255 С245 С275 30 6 8.7 2 6 С235 С245 С255 24 5 8.0 1 5 С255 С235 С275 25 4 9.8 2 4 С245 С255 С275 33 3 10.0 1 3 С255 С245 С275 37 2 7.7 1 2 С235 С235 С245 40 1 9.0 2 1 С245 С235 С255 26 0 7.5 1 0 С235 С245 С275 20 Параметри Позначка верху настилу, м Тип сполучення балок Тип колони Тип бази колони Опорне ребро головної балки Найменування Сталь настилу і балок настилу Сталь головної балки Сталь колони Розрахункове експлуатаційне навантаження на настил, Pe, kПа Стик головної балки Матеріал фундаменту
2. Конструкція робочої площадки
Відповідно до вихідних даних приймаємо нормальний тип балочної клітки з плоским стальним настилом (рис.1).
Головні балки складеного двотаврового перерізу розміщуємо уздовж більшої відстані між колонами і проліт їх становить l1=11000 мм (рис.1,а).

Рис.1. Схема балочної клітки
а – план дільниці балочної клітки; б – поверхове сполучення балок; в – сполучення балок в одному рівні
Балки настилу проектуємо з прокатних двотаврів і розміщуємо їх перпендикулярно до головних балок. Проліт балок настилу становить l2=4900мм. Крок балок настилу рекомендується приймати в межах а=0,6...1,6 м і він повинен уміщатися в розмір l1 n разів без залишку. У нашому прикладі при l1=11,0 м приймаємо n=10, тоді а= l1/n=11,0/10=1,1 м (див. рис.1,а).
Відповідно до завдання приймаємо поверхове (рис.1,б) і, як варіант, в одному рівні (рис.1,в) сполучення балок.
Монтажні з’єднання між собою здійснюються за допомогою болтів класів точності В і С.
Перекриття робочої площадки опирається на колони наскрізного типу з двох швелерів або двотаврів, з’єднаних між собою планками.
Геометрична незмінність конструкції робочої площадки забезпечується в’язями між колонами в площині кожного ряду колон у двох взаємо перпендикулярних напрямках.
3. Розрахункові характеристики матеріалів конструкцій та їх з’єднань
3.1. Балки настилу
Балки настилу проектуємо з прокатних двотаврів зі сталі С235 з розрахунковим опором Ry=230 МПа і нормативним опором Ryn=235 МПа і Run=360 МПа (табл. 51* [1], фасонний прокат товщиною ). Розрахунковий опір сталі зсуву Rs=0,58Ry =0,58230=133,4 МПа.
3.2. Головні балки
Головні балки проектуємо з двотаврового складеного перерізу з листової сталі С255 з розрахунковим опором Ry=230 МПа і нормативним опором Run=370 МПа (табл. 51* [1], листовий прокат товщиною Розрахунковий опір сталі зсуву Rs=0,58Ry=0,58230=133,4 МПа. З табл. 52* [1] залежно від Run=370 МПа приймаємо розрахунковий опір сталі зім’яттю торцевої поверхні Rр=336 МПа.
3.3. Колони
Колони проектуємо наскрізного типу з двох прокатних швелерів (за ГОСТ 8240-89) або двотаврів (за ГОСТ 8239-89) з планками зі сталі С245.
Колона складається з трьох частин : стержня, оголовка та бази.
Стержень колони. З табл.51*[1] для фасонного прокату товщиною зі сталі С245 приймаємо розрахунковий опір Ry=240 МПа.
Оголовок колони. Розрахунковим елементом оголовка являється вертикальне ребро з листової сталі С245, для якої розрахунковий опір Ry=230 МПа і нормативний опір Run=370 МПа (табл. 51* [1] листовий прокат товщиною ), а розрахунковий опір Rp=336 МПа приймаємо з (табл. 51*[1]) залежно від Run=370 МПа.
Розрахунковий опір сталі зсуву Rs=0,58Ry=0,58230=133,4 МПа.
База колони. Основним розрахунковим елементом бази являється опорна плита, товщина якої повинна бути не менше 20 мм.
Опорну плиту бази проектуємо з листової сталі С245 товщиною з розрахунковим опором Ry=230 МПа (табл.51* [1]).
Фундаменти під колони проектуємо з бетону класу В15 з розрахунковим опором Rв=8,5 МПа.
3.4. Монтажні болти для з’єднання балок настилу з головними балками
Сполучення балок в одному рівні. В даному випадку для більш міцної сталі балки настилу С235 (порівняно з С255 головної балки) нормативні опори становлять Ryn= 235 МПа і Run= 360 МПа.
Обчислюємо необхідні коефіцієнти:
К1= Run/100=380/100=3,8; К2= 10Ryn/ Run =10235/360=6,4.
Згідно з коефіцієнтами К1= 3,8; К2= 6,4 з табл. 58*[1] приймаємо клас міцності болтів 4.8, для яких розрахунковий опір зрізу Rbs=160 МПа.
З табл. 59*[1] для болтів класів точності В і С залежно від нормативного опору Run= 360 МПа приймаємо розрахунковий опір зім’яттю з’єднувальних елементів балок Rbр=430 МПа.

4. Розрахунок стального настилу
В даному прикладі проліт настилу(крок балок настилу)становить а=110 см, розрахункове експлуатаційне навантаження на настил Ре=27кПа=27 , відношення прольоту настилу до граничного прогину приймаємо n0==150.
З табл. 63 [1] приймаємо модуль пружності прокатної сталі Е=2,06105 МПа та коефіцієнт Пуассона = 0,3 прокатної сталі і визначаємо параметр Е1=Е/(1-2)= 2,06105 / (1-0,32)=2,26105 .
Обчислюємо товщину настилу:

приймаємо товщину настилу t=14 мм.
Товщину стального настилу приймають в межах 6...14 мм, заокруглюючи в більшу сторону до 1 мм. Якщо товщина настилу не вписується в означенні межі, то необхідно переглянути крок балок настилу.
5.Розрахунок балки настилу
В прикладі розрахунку прийнята товщина настилу t=0,014 м, прискорення вільного падіння g=9,81м/с2, густина сталі =7,85 т/м3.
Характеристичне навантаження від ваги настилу:
S0=tg=0,0149,817,85=1,078 кН/м2;
Розрахункове експлуатаційне навантаження від ваги настилу:
Sе= S0=1,078 . 1=1,078 кН/м2;
де =1 – коефіцієнт надійності за навантаженням.
Розрахункове погонне експлуатаційне навантаження на балку настилу:
q1е=(Pе + Sе)a=(27+1,078)1,0= 30,886кН/м.
Розрахункове граничне погонне навантаження на балку настилу:
q1=(Pеfp+Sоfм)a=(271,2+1,0781,05)1,1= 36,885 кН/м.
Розрахункова схема балки настилу з епюрами Q, M показана на рис.2.
Найбільший згинальні моменти і поперечна сила в балці:
від розрахункового експлуатаційного навантаження:
30,8864,9²/8=92,70 кНм;
від розрахункового граничного навантаження:
36,8854,92/8=110,70 кНм;
Q = q1l2/2=36,8854,9/2= 90,37 кН.
Балку настилу розраховуємо з урахуванням розвитку пластичних деформацій.

Рис. 2 Розрахункова схема балки настилу з епюрами Q, M
У першому наближені підбираємо переріз балки за пружної роботи матеріалу:
W0 = M/Ry=110700/23= 481,3 см3.
З таблиць сортаменту приймаємо прокатний двотавр I 30 (додаток1, табл..3) з геометричними характеристиками:
Wx=472 cм3, Іх=7080 см4, Sх=268 см3, h=30 см, bf=13,5 см, tf=1,02 см, tw=0,65 см, А=46,5 см2.
Обчислюємо площу:
полиці: Аf = bftf = 13,51,02 = 13,77 см2;
стінки: Аw = A-2Af = 46,5-213,77 = 18,96 см2.
Величина відношення Af/Aw = 13,77/18,96 = 0,73 см2.
З табл. 66 [1] для першого типу перерізу залежно від величини Af/Aw= 0,73 приймаємо коефіцієнт с = 1,097. Оскільки = 0,
то с = с1 = 1,1.
Перевірка балки прийнятого перерізу:
на міцність за нормальними напруженнями
= М/(СWx) = 11070/(1,097472) = 21,38 кН/см2 = 213,8Мпа<Ryc = 230МПа;
на міцність за дотичними напруженнями в опорному перерізі:
при сполучені балок в одному рівні:
= 1,5Q/[tw(h-2tf–а1)] = 1,590,37/[0,65(30–21,02 - 2)] = 8,03кН/см2 = 80,3МПа < Rsc=133,4 МПа;
де а1 = 2 см – розмір, який враховує зменшення висоти стінки через вирізи полиць;
на прогин:
.
6. Розрахунок головної балки
Головну балку проектуємо у вигляді складеного зварного двотавра (рис. 3,б ).
6.1. Збір навантажень та визначення розрахункових зусиль
Навантаження на головну балку складається з зосереджених сил F, що передаються від балок настилу і рівномірно розподіленого навантаження qconst , обумовленого вагою головної балки.
Розрахункове експлуатаційне значення зосередженої сили:
Fе = q1еl2 = 30,8864,9 = 151,34 кН;
Розрахункове граничне значення зосередженої сили:
F = q1l2 = 36,8854,9 = 180,74 кН.
Експлуатаційне навантаження від ваги балки приймаємо qconst, n=3 кН/м з коефіцієнтом надійності за навантаженням fм=1,05.
Реальне навантаження на балку замінюємо еквівалентним рівномірно розподіленим по прольоту (рис. 3, а):
Розрахункове експлуатаційне значення еквівалентного навантаження:
142,3 кН/м;
розрахункове граничне значення еквівалентного навантаження:
169,1кН/м,
де n=11– число балок настилу, що опираються на головну балку (див.рис.1,а).
Розрахункова схема головної балки з епюрами Q і М показана на рис. 3, а.
Максимальний згинальний момент в балці:
від розрахункового експлуатаційного навантаження:
142,3112/8=2152,29 кНм;

Рис. 3. Розрахункова схема головної балки з епюрами Q і М (а) та поперечний переріз балки (б).
від розрахункового граничного навантаження:
169,1121/8=2557,64кНм.
Розрахункова поперечна сила в опорному перерізі балки:
Q = ql1 /2= 169,111/2 = 930,05 кН.
6.2. Підбір поперечного перерізу головної балки
Головну балку проектуємо зі сталі С255, для якої розрахункові опори становлять: Ry=230 МПа, Rs=133,4 МПа, Rр=336 МПа.
Розрахунок головної балки виконуємо за пружної роботи металу.
Необхідні моменти опору:
W0 = M/(Ryc) = 255764/(231) = 11120,2 см3.
У зв’язку з тим, що найбільший прокатний двотавр I 60 (ГОСТ 8239-89) має Wx=2560 см3 < W0=18947,5 см3, тому головну балку проектуємо з складеного двотаврового перерізу (рис. 3, б).
Висота перерізу головної балки у першому наближені:
мм; приймаємо h=1100 мм.
Орієнтовне значення товщини стінки:
tw1=7+3h=7+31,1=10,3 мм.
Оптимальна висота балки:
103,9см; приймаємо hopt=110 см.
Перевіряємо достатність попередньо прийнятої товщини стінки:
при роботі на зсув:
tw, min = 1,5Q/(hwRsc) = 1,5930,05/(10513,341) = 1,00 см,
де hw=0,95h=0,95110= 105 см.
для забезпечення умови, за якої не потрібно стінку балки укріплювати поздовжніми ребрами жорсткості:
0,58 см.
З урахуванням сортаменту на універсальну листову сталь приймаємо стінку tw=11 мм (додаток1, табл..1).
Мінімальна висота балки з умови забезпечення нормативного прогину fu/l=1/400:
86,81 см.
З урахуванням виконаних розрахунків приймаємо остаточну висоту балки h=110 см.
Обчислюємо необхідний момент інерції перерізу балки:
І0 = 0,5Wo·h = 0,5·11120,2·110 = 611611 см4.
Прийнявши орієнтовно висоту стінки hw = 0,95h = 0,95110 = 104,5см, визначаємо момент інерції стінки:

Необхідний момент інерції поясних листів:
Іf = I0 - Iw = 611611 - 104606,89 = 507004 см4.
Прийнявши орієнтовно відстань між центрами ваги поясів
hf = 0,97·h = 0,97·110 = 106,7 см, обчислюємо необхідну площу перерізу одного пояса:
Аf = 2·If/hf2 = 2·507004/106,72 = 89,1 см2.
Ширина поясного листа повинна бути в межах bf=(1/3…1/5)·h=(1/3…1/5)·110= 36,7…22 см.
З урахуванням сортаменту на універсальну сталь приймаємо bf=340 мм (додаток1, табл..1). Необхідна товщина поясного листа:
tf = Af/bf = 89,1/34 = 2,6 см.
Згідно сортаменту приймаємо tf = 2,8 мм.
Із умови зварюваності пояса зі стінкою повинна виконуватися умова:
tf /tw = 28/11 = 2,5 < 3,0.
Перевірка умови забезпечення місцевої стійкості стиснутого пояса:
83,8 см.
6.3. Перевірка міцності підібраного перерізу головної балки за нормальними напруженнями
Геометричні характеристики перерізу балки (рис. 3, б):
момент інерції:
Іх = tw·hw3/12 + 2·bf·tf3/12 + 2·bf·tf·hf2/4 = 1,1·104,43/12 +2·34·2,83/12+ 2·34·2,8·107,22/4 = 651442,9см4,
де hw = h-2·tf = 110-2·2,8 = 104,4 см – висота стінки;
hf = h-tf = 110-2,8 = 107,2 см – відстань між центрами ваги поясів.
Момент опору: Wx = 2·Ix/h = 2·651442,9/110 = 11844,4 см3 > W0 = 11120,2 см3.
Нормальні напруження в перерізі балки з максимальним моментом: 21,6 кН/см2 = 216 Мпа < Ryγc=230 МПа.
6.4. Зміна перерізу по довжині балки
Зміну перерізу балки здійснюємо за рахунок зменшення ширини поясних листів (рис.4). Зміну перерізів поясів рекомендується розміщувати на відстані с=l1/6=11000/6=1833,3 мм від опор головної балки приймаємо с=1800 мм.
У місцях зміни перерізів поясів обчислюємо:
згинальний момент:
М1 = q·c·(l1-c)/2 = 169,1·1,83·(11-1,83)/2 = 1418,8 кН·м;
поперечна сила:
Q1 = q·(0,5·l1-c) = 169,1·(0,5·11-1,83) = 620,6 кН.
Необхідні геометричні характеристики зміненого перерізу балки:
момент опору:
W1 = M1/(Ry·γc) = 141880/(23·1) = 6168,7 см3;
момент інерції:
І1 = 0,5·W1·h = 0,5·6168,7 ·110 = 339278,5 см4;
площа зменшеного поясного листа:
Af1=2·(I1- )/hf2 = 2·(339279–1.1.104,43/12)/107,22 = 40,9 см2;

ширина зменшеного поясного листа:
bf1=Af1/tf=40,9/2,8= 14,6 см.

Рис.4. Зміна перерізу головної балки.
Враховуючи, що ширина зменшеного поясного листа повинна бути:
bf1>20, bf1>h/10=110/10=11 см і bf1>0,5·bf=0,5·34=17 см, з урахуванням сортаменту приймаємо bf1=200 мм.
Зменшений переріз балки показаний на рис. 5.
6.5. Перевірка міцності за дотичними напруженнями
Максимальна поперечна сила Q=930,1 кН. Опирання головної балки на колону здійснюється за допомогою торцевого ребра і поперечна сила у цьому випадку сприймається тільки стінкою:
Рис.5. Зменшений переріз головної балки.
τ = 1,5Q/(tw · hw) = 1,5 · 930,1 / (1,1·104,4) = 12,15кН/см2 = 121,5МПа < Rsγc= 133,4 МПа.
6.6. Перевірка міцності стінки за приведеними напруженнями
У небезпечному перерізі, зміни ширини поясних листі, діють згинальний момент М1=1418,8 кН·м і поперечна сила Q1=620,6 кН.
Момент інерції зміненого перерізу балки:
Іх1 = tw·hw3·/12+ bf1·tf3/6 + bf1·tf·hf2/2 = 1,1·104,43/12 + 20·2,83/6 + 20·2,8·107,22/2 = 426152 см4.
Середнє дотичне напруження:
τ = Q1/(tw·hw) = 620,6/(1,1·104,4 ) = =5,4кН/см2 = 54 МПа.
Нормальне напруження на рівні поясних швів балки:
σ = М1·hw/(2·Ix1) = 141880· 104,4/(2·426152) = 17,4кН/см4 =
= 174 МПа.
Умова міцності перерізу балки за приведеними напруженням
197,5 МПа < 1,15·230·1 = = 264,5 МПа.
6.7. Загальна стійкість балки
За сполучення балок в одному рівні на всі балки зверху безперервно опирається жорсткий металевий настил, тому згідно з пунктом 5.16 [1] балка явно стійка і не потребує перевірки.
6.8. Місцева стійкість елементів балки
Стиснутий пояс є стійким, так як розміри його перерізу прийняті з урахуванням умови стійкості. Поперечні ребра розміщуємо під кожною балкою настилу (рис.6), оскільки це обумовлено вимогами п.7.10 [1].
Таким чином, крок поперечних ребер і балок настилу співпадає і становить а=1100 мм. У курсовому проекті hef=hw=1044 мм.
Ширина виступаючої частини ребра bh = hef/30+40 = 1044/30+40=74,8 мм. Враховуючи залежність між шириною ребра bh і шириною зменшеного перерізу поясного листа bf1=2 bh+tw (в даному прикладі bf1=200 мм), приймаємо bh=80 мм.
Товщина ребра:
5,35 мм;
приймаємо ts=7 мм.
Умовна гнучкість стінки:
3,2.
У зв’язку з тим, що =3,2<3,2, то поперечні ребра відіграють тільки конструктивну функцію і крок між ними не нормується. З урахуванням розміщення балок настилу приймаємо а = 110 см (рис.6).
Якщо > 3,2, то поперечні ребра являються конструктивними елементами, що підвищують стійкість стінки. Відстань між поперечними ребрами в цьому випадку повинна погоджуватися з кроком балок настилу і не перевищувати максимального значення аmax= 2·hef (для зварних балок hef = hw).
Перевірка стійкості стінки. Якщо > 3,5, то необхідно перевіряти стійкість стінки, укріпленої поперечними ребрами жорсткості.
В курсовому проекті ця перевірка здійснюється тільки в учбових цілях.
Перевірку стійкості виконуємо лише для одного відсіку, де розташоване місце зміни перерізу поясів. Розрахунковий відсік має 1100 мм і висоту мм, тобто , тому в розрахунок вводиться умовний відсік довжиною .
У нашому прикладі відстані від лівої опори відповідно до перерізів І та ІІ мм та мм.
Згинальні моменти та поперечні сили в перерізах І та ІІ:
кНм;
кНм;
середнє значення моментів:
кНм.
кН;
кН;
середнє значення поперечних сил:
кН.
Стискаюче нормальне напруження в стінці на рівні поясних швів
;
.
За сполучення балок в одному рівні, як варіант, коефіцієнт(табл..22[1]), а коефіцієнт обчислюється за формулою
.
Залежно від коефіцієнта () з табл. 21 [1] визначаємо коефіцієнт .
Із двох розмірів розрахункового відсіку меншу сторону позначаємо мм. Гнучкість стінки:
.
Відношення більшої сторони стінки до меншої
.
Критичні напруження:
нормальні
МПа;
дотичні
МПа.
Перевіряємо стійкість стінки
.

Рис.6. Розміщення поперечних ребер жорсткості
та перевірка місцевої стійкості стінки
6.9. Перевірка прогину балки
,
де =0,9 – коефіцієнт, що враховує зменшення перерізу балки.
6.10. Розрахунок з’єднання полиці зі стінкою
Поясні шви виконуються автоматичним зварюванням. Відповідно до марки сталі головної балки С255 з табл. 55* [1] приймаємо зварювальний дріт марки Св-08А, для якого розрахунковий опір Rwf = 180 МПа (табл. 56 [1]), а Rwz= 0,45·Run= 0,45·370 = 166,5 МПа. За табл.34*[1] визначаємо коефіцієнт βf = 0,9 i βz = 1,05 (нижнє положення шва, kf = 3…8 мм).
Так як βf· Rwf = 0,9·180=162 МПа < βz· Rwz=1,05·166,5=174,8 МПа, то шви розраховуємо за металом шва.
Статичний момент зменшеного перерізу поясного листа відносно горизонтальної центральної осі перерізу балки:
Sf1 = 0,5·bf1·tf·hf = 0,5· 20·2,8·107,2 = 3001,6 см3.
Момент інерції зміненого перерізу балки Іх1 = 426152 см4.
Необхідний катет поясних швів:
kf = Q· Sf1/(2·Ix1·βf·Rwf) = 930,05·3001,6/(2·426152·18·0,9) = 0,20 см.
Згідно з табл. 38* [1] приймаємо kf=7,0 мм.
6.11. Розрахунок опорного ребра
Головна балка опирається на колону зверху через торцеве опорне ребро (рис. 7.). Опорна реакція головної балки F = Q = 930,05 кН. Розрахунковий опір сталі зім’яттю торцевої поверхні опорного ребра Rp = 336 МПа.
Потрібна площа перерізу опорного ребра :
Аs = F/(Rp·γc) = 930,05/(33,6·1) = 27,7 см2.
Ширину опорного ребра приймаємо bs = bf1 = 200 мм.
Товщина ребра ts = As/bs =27,7/20 =1,39 см; приймаємо ts = 20 мм.
Перевіряємо стійкість опорної частини балки як умовного стояка таврового перерізу довжиною l = hw = 1044 мм і завантаженого опорною реакцією
F = 930,05 кН (рис. 7).
Геометричні характеристики таврового перерізу стояка (рис7,а переріз 2-2):
площа перерізу:
A = bs·ts+s·tw = 20·2+21,4·1,1 = 63,54 см2;
момент інерції:
Ix = ts·bs3/12+S·tw3/12 = 2·203/12+21,4·1,13/12 = 1335,71 см4;
радіус інерції:
см,
де см;
приймаємо S = 214 мм.

Рис.7. Опорна частина головної балки.
Гнучкість стояка λх = lef/ix = hw/ix = 104,4/4,58 = 22,8
За табл. 72 [1] залежно від λх = 22,8 і Ry = 230 МПа приймаємо коефіцієнт
φ = 0,955 і перевіряємо стійкість стояка:
σ = F/(φ·A) = 930,05/(0,955·63,54) = 15,33кН/см2 =153,3 МПа < Ry·γc=230 МПа.
6.12. Монтажний стик
Монтажний стик влаштовують з урахуванням розміщення поперечних ребер жорсткості. Якщо балка розділена поперечними ребрами на непарне число відсіків, то монтажний стик передбачається посередині прольоту головної балки. Якщо число відсіків парне, то монтажний стик проектують у першому від середини прольоту відсіці лівої чи правої частини балки.
У нашому прикладі з парним числом відсіків монтажний стик розміщуємо в лівому від середини прольоту відсіці балки (див. рис. 6 ).
Стики виконуємо зварним прямим швом з повною проварюванням з’єднувальних елементів із застосуванням фізичних методів контролю якості шва. Такий шов являється рівноміцним з основним металом і може не розраховуватися.
6.13. Розрахунок прикріплення балок настилу до головних балок
Розглянемо як варіант сполучення балок в одному рівні за допомогою болтів класу міцності 4.8 з розрахунковими опорами Rbs=160 МПа і Rbр=430 МПа. Коефіцієнт роботи з’єднання b=0,9 (табл. 35* [1], кількість болтів з’єднання n2).
Товщина стінки балки настилу із двотавра І 30 tw=6,5 мм, товщина поперечного ребра головної балки ts=7 мм, тобто менша із двох товщин
t =6,5 мм. Число зрізів одного болта ns=1
Приймаємо діаметр болтів d=20 мм з площею перерізу А=3,14 см2
(табл. 62* [1]).
Несуча здатність болта при дії зсувного зусилля:
за зрізом стержня: Nbs = Rbs·A·ns·b = 16·3,14·1·0,9 =45,22 кН;
за зминанням: Nbр = Rbs·d·t ·b = 43·2·0,65·0,9 = 50,31 кН.
Таким чином менша із несучих здатностей болта становить Nb,min = 45,22 кН.
Розрахункове зусилля, яке передається від балки настилу на болтове з’єднання, становить F = Q = 90,37 кН.
Необхідна кількість болтів у з’єднані nF/ Nb,min = 90,37/45,22 = 2, приймаємо n = 2 болти.
Розміщуємо болти у з’єднанні у відповідності з вимогами табл. 39 [1].
7. Розрахунок колони
7.1. Вибір розрахункової схеми колони
Вибір розрахункової схеми передбачає визначення осьового зусилля, геометричної довжини колони та способу закріплення її кінців.
Розрахункове зусилля в колоні: N=2·Q=2·930,05=1860,1 кН.
Геометрична довжина колони:
за сполучення балок в одному рівні:
lc=H+d1-(h0+d)=8700+150-(1111+29)=7710 мм,
де Н=8700 мм – відмітка підлоги робочої площадки; d1=150 мм – заглиблення бази нижче відмітки чистої підлоги; h0 – будівельна висота перекриття робочої площадки, залежить від способу сполучення балок:
за сполучення балок в одному рівні:
h0=h+t=1100+11= 1111 мм,
де h=1100 мм – висота головної балки; h1=300 мм – висота балки настилу; t=11 мм – товщина настилу.
Враховуючи конструкцію обпирання балок на колони та колон на фундаменти, приймаємо шарнірне закріплення кінців колони. Розрахункова схема колони показана на рис. 8.
Розрахункові довжини колони:
lef = lx1 = ly1 = μ·lc = 1·7710 = 7710 мм.
7.2. Компонування перерізу стержня колони
Стержень наскрізної колони компонуємо із двох прокатних швелерів або двотаврів з’єднаних між собою планками (рис. 9).
В даному прикладі розрахована колона із двох двотаврів (рис. 9,б).
7.3. Розрахунок стержня колони
Стержень колони проектуємо зі сталі С245 з розрахунковим опором Ry=240 МПа.
7.3.1. Розрахунок колони відносно матеріальної осі Х1-Х1 (рис. 9).
Рис. 8. Розрахункова
схема колони.
Прийнявши попередньо гнучкість колони λ=50<λu=120, за табл. 72 [1] визначаємо коефіцієнт φ=0,852.
Необхідний радіус інерції перерізу колони згідно з прийнятою гнучкістю:
іх1=lx1/λ=771/50= 15,42 см.
Необхідна площа перерізу вітки колони:
А1=N/(2·φ·Ry·γc)= 1860,1/(2·0,852·24·1)=45,48см2.
За необхідними площею перерізу вітки А1=45,48 см2 і радіусом інерції іх1=15,42см з таблиць сортаменту приймаємо прокатний
двотавр І45 (додаток1, табл..3) з геометричними характеристиками:
Аb=53,4 см2, Іх=10820 см4, Іy=513 см4, іх=14,2 см, іy=3,1 см, bf=110 мм,
tf=12,6 мм, tw=7,5 мм.
Перевірка стійкості підібраного перерізу колони відносно матеріальної осі Х1-Х1, для чого:
обчислюємо гнучкість колони: λх1 = lx1/ix1 = 771/14,2 = 54,3 < λu=120;
залежно від λх1 = 54,3 і Ry = 240 МПа з табл. 72 [1] приймаємо коефіцієнт φ=0,857 і перевіряємо стійкість колони:
σ =N/(2·φ·Ab)=1860,1/(2·0,83·53,4)=20,98 кН/см2=209,8 МПа < Ryγc=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 λb=30.
Виходячи з умови рівностійкості λх1= λef , визначаємо гнучкість стержня колони відносно вільної осі перерізу:
λy1= 45,3.
Необхідний радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі:
iy1=ly1/λy1=771/45,3=17,02 см.
Необхідна ширина перерізу колони: b = iy1/αy1 де αy1 – коефіцієнт форми перерізу, приймається αy1 =0,44 - для перерізу із двох швелерів і αy1 =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-2bf100 ... 150 мм; для колони із двох двотаврів α2=b-2bf100 ... 150 мм; тут bf – ширина полиці швелера чи двотавра.
У нашому прикладі (переріз із двох швеллерів)
b =iy1/αy1=17,02/0,44=38,9 см.
Приймаємо b = 390 мм, що забезпечує необхідний зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони: а=b-2·bf=390-220=170 мм > 150 мм.
7.3.3. Перевірка стійкості колони відносно вільної осі
Призначаємо розміри планок (рис.9): ширина планки
ds= (0,5…0,8)b = (0,5…0,8)·390 = 192 … 312 мм, приймаємо ds = 280 мм; довжина планок bs = a2+2 · 50 = 170 + 2 · 50 = 270 мм; товщину планок приймаємо ts= (1/30..1/50)·ds = (1/30…1/50)·280 =9…5,4 мм,

Рис.9. Фрагмент конструктивної схеми стержня колони.
приймаємо ts = 9 мм > 6 мм.
Геометричні характеристики поперечного перерізу планки:
Is = Ix = ts·ds3/12 = 0,9·283/12 = 1646,4 см4;
Ws = Wx = ts·ds2/6 = 0,9·282 /6 = 117,6 см3.
Відстань між планками у просвіті: 93 см, приймаємо для попередніх розрахунків lb=90 см.
Обчислюємо відстані:
між осями планок: l=lb+ds=90+28= 118 см;
між осями віток:
для колон із двох швелерів: с = b - 2·z0 =39-5,36=33,64 см;
Величина відношення погонних жорсткостей вітки колони і планки:
n = Is·l/(Ib·c) = 1646,4·118/(513·33,64) = 11,3 > 5, де Ib = Iy =513см4.
Момент інерції та радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі Y1-Y1:
Iy1 = 2·[Iy+Ab·(c/2)2] = 2·[513+53,4·(33,64/2)2] = 15621 см4;
12,09 см.
Гнучкість колони відносно вільно осі Y1-Y1:
λy1 = ly1/iy1 = 771/12,09 = 63,8.
Гнучкість вітки колони на відстані між планками у просвіті:
λb = lb/iy = 90/3,1 = 29,0.
Приведену гнучкість колони відносно вільної осі Y1-Y1 обчислюють залежно від величини відношення погонних жорсткостей якщо: при n < 5, то:

якщо: при n > 5, що має місце у нашому прикладі (n=6,0 > 5), то:
70,1.
Залежно від λуf=70,1 і Ry=240 МПа за табл. 72 [1] знаходимо коефіцієнт
φ= 0,855 і перевіряємо стійкість колони відносно вільної осі:
σ = N/(2· φ·Ab)=1860,1/(2·0,855·53,4)=20,37 кН/см2=203,7 МПа < Ry·γc=240 МПа.
7.3.4. Розрахунок планок
Обчислюємо умовну поперечну силу:
22,9 кН.
Умовна поперечна сила, що передається на систему планок, розміщених в одній площині:
Qs = Qfic/2 = 22,9/2 = 11,45 кН.
Розрахункове зусилля в планці:
перерізуюча сила: Fs = Qs ·l/c = 11,45·118/33,64 = 40,2 кН;
згинальний момент: Ms = Qs·l/2 = 11,45·118/2 = 675,55 кН·см.
Перевірка міцності планок на згин за нормальними напруженнями:
σ = Ms/Ws = 675,55/117,6 = 5,74 кН/см2 = 57,4 МПа < Ry·γc = 240 МПа,
де Ry – приймаємо з табл. 51* [1] для листового прокату товщиною, рівною товщині планок з тієї ж сталі, що і колона.
Розрахунок кутових швів, які прикріплюють планки до віток колони (див. рис.9).
Відповідно до марки сталі колони С245 шви виконуємо ручним зварюванням за допомогою електродів типу Э42 (табл. 55* [1]).
Розрахунок кутових швів виконуємо за металом шва в такій послідовності:
а) з табл.34* [1] приймаємо коефіцієнт β=0,7, а з табл.56 [1] – розрахунковий опір шва Rwf=180 МПа;
б) приймаємо катет кутового шва kf=7 мм і довжину шва lw=ds=280 мм;
в) обчислюємо геометричні характеристики шва:
площа перерізу: Aw = βf·kf·lw = 0,7·0,7·28 = 13,72 см2;
момент опору: Ww = βf·kf·lw2/6 = 0,7·0,7·282/6 = 64,03 см3.
г) нормальні та дотичні напруження в перерізі кутового шва:
σw = Ms/Ww = 675,55/64,03 = 10,55 кН/см2 = 105,5 МПа;
τw = Fs/Aw = 40,2/13,72 = 2,93 кН/см2 = 29,3 МПа.
д) перевіряємо міцність кутового шва планки на дію рівнодіючого напруження:
109,5 МПа < Rwfγwfγc=180 МПа.
7.3.5. Розрахунок бази колони
Розрахунок бази здійснюється згідно з вихідними даними до прийнятого прикладу.
Проектуємо базу з траверсою (рис. 10) зі сталі С245 з розрахунковим опором для опорної плити Ry=230 МПа (листовий прокат товщиною t>20 мм).
Розрахункове навантаження на базу становить N=1860,1 кН.
Фундаменти під колони передбачені з класу В15 з розрахунковим опором Rb=8,5 МПа.
Послідовність розрахунку бази.
Обчислюємо ширину опорної плити (рис. 10)
Впл = h+2·(tтр+с1) = 360+2·(10+75) = 530 мм,
де h – висота двотавра вітки колони; tтр – товщина листів траверси, у першому наближені приймається 8 ... 16 мм; с1 – звис опорної плити, приймається в межах 50 ... 120 мм. Остаточно ширину плити Впл приймаємо кратною 50 мм.
Розрахунковий опір бетону місцевому зім’яттю під опорною плитою бази:
Rb, loc= γ·Rb = 1,2·8,5 = 10,2 МПа.
Необхідна площа опорної плити бази:
Апл = N/Rb, loc = 1860,1/1,02 = 1823,6 см2.
Розрахункова довжина плити:
Lпл = Апл/Впл = 1823,6/53 = 34,41 см.
З конструктивних міркувань довжина опорної плити повинна бути (див. рис. 10) Lпл 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 =bf / 2+(30...50) мм (тут bf – ширина полиці двотавра).
З урахуванням наведених рекомендацій розмір Lпл також заокруглюють, приймаючи кратним 50 мм. У нашому прикладі приймаємо Lпл=550 мм.
Напруження в бетоні під опорною плитою:
σf = N/(Впл·Lпл) = 1860,1/(53·55) = 0,63 кН/см2=6,3 МПа < Rb, 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= σf·1·c12/2 = 0,63·1·7,52/2 = 17,72 кН·см.

Рис. 10. Бази колони.
для 2 – ділянки - визначаємо довжину вільного краю плити, яка приймається рівною висоті вітки колони d2=h=36 см; довжину закріпленої сторони плити визначаємо залежно від типу перерізу колони:
для колони із двох швелерів: b2 = (Lпл-b)/2;
b2=(Lпл-b)/2=(550-390)/2=80 мм;
де Lпл – довжина опорної плити, b – ширина перерізу колони, tw – товщина стінки двотавра (див. рис. 10).
Обчислюємо величину відношення довжини закріпленої сторони плити до вільної: b2/a2 = 80/360 = 0,222. У зв’язку з тим, що b2/a2 = 0,222 < 0,5, то М2=σf·1·b22/2=0,63·1·82/2=20,16 кН·см.
для 3 – ділянки - визначаємо довжину короткої сторони плити, яка в нашому прикладі d3 = b-2tw =390-2·7,5 = 391 мм; довжину більшої сторони плити b3=h=360 мм. визначаємо залежно від конструкції стержня колони:
Обчислюємо величину відношення більшої сторони плити до меншої
b3/a3 = 375/360 = 1,04. За табл. 8.6 [2] залежно від величини відношення сторін b3/a3 = 1,04 приймаємо коефіцієнт α=0,051 і обчислюємо згинальний момент:
М3 = α ·σf·1·a32 = 0,051·0,63·1·37,52 = 45,2 кН·см.
Розрахунковим являється Mmax = M3 = 45,2 кН·см.
Необхідна товщина опорної плити:
3,43 см.
У відповідності із сортаментом на листову сталь приймаємо tпл=36 мм.
Визначаємо висоту траверси: передача зусилля від стержня колони на траверсу здійснюється за допомогою чотирьох вертикальних кутових швів, довжина яких і визначає висоту траверси (див. рис. 10). Залежно від товщини листів траверси tтр = 10 мм приймаємо катет кутових швів kf=1,2 мм і обчислюємо потрібну їх довжину:
lw= N/(4·βf·kf·Rwf) = 1860,1/(4·0,7·1,2·18) =30,8 см.
Приймаємо lw=31 см, що відповідає конструктивним вимогам:
lw= 31 см < 85· βf·kf=85·0,7·1,2= 71,4 см.
Висота траверси з умови розміщення зварних швів:
hтр = lw+10 мм = 310+10= 320 мм.
З міркувань забезпечення необхідної жорсткості вузла висоту траверси приймають: hтр =( 0,5…0,7)·b = (0,5…0,7)·390 = 295…273 мм.
Остаточно приймаємо висоту траверси hтр=320 мм.
7.3.6. Розрахунок оголовка колони
Конструкція оголовка показана на рис. 11.
Розрахункове навантаження на оголовок становить N=1860,1 кН.
Вертикальне ребро оголовка проектуємо з листової сталі С245 з розрахунковим опором Rp=366 МПа і Rs=133,4 МПа.
1. Розміри плити оголовка. Товщину плити оголовка приймаємо із конструктивних міркувань tпл1=25 мм (приймаємо не менше 20 мм).
Розміри плити в плані:
для колони із двох швелерів (рис. 11,а): Lпл1=b+40 мм, Впл1=h+40 мм
(рис. 11,б):
Lпл1=b+40 мм = 390+40 =430 мм,
Впл1=h+40 мм = 360+40 = 400 мм,
де b – ширина перерізу колони, h – висота вітки колони, bf – 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 do=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:
ts1 = N/(lef·Rp) = 1860,1/(250·33,6) =2,2 см,
де lef= bs+ tw = 200+2·25 = 250 мм (тут bs – ширина опорного ребра головної балки, tw – товщина плити оголовка).
З урахуванням сортаменту на листову сталь приймаємо товщину вертикального ребра оголовка ts=22 мм.
Визначаємо висоту ребра оголовка.
Зварні шви оголовка, як і бази, виконуємо ручним зварюванням електродами з використанням електродів типу Э42 з Rwf=180 МПа і βf=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 kf=9 мм, (kf=1,2 tw – товщина стінки вітки колони) обчислюємо необхідну їх довжину:
lw= N/(4·βf·kf·Rwf) = 1860,1/(4·0,7·0,9·18) = 41 см.
Приймаємо lw=41 см, що відповідає конструктивним вимогам:
lw = 41 см < 85·βf·kf = 85·0,7·0,9 = 53,55 см.
Тоді висота вертикального ребра:
hs1 = lw+10 мм = 410+10 = 420 мм.
Перевірка міцності вертикального ребра зрізу:
τ = N/(2·hs1·ts1) = 1860,1/(2·42·2,2)=10,06 кН/см2=100,6 МПа < Rsγc=133,4 МПа.
Розрахунок горизонтальних зварних швів, що прикріплюють вітки колони до плити оголовка.
Плита оголовка опирається на фрезеровані торці віток колони, тому горизонтальні шви відіграють тільки конструктивну функцію і не розраховуються, а катет їх приймається мінімальним у відповідності з табл. 38* [1].
У нашому прикладі розрахунку kf 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 lc=7710 мм повинна дорівнювати сумі розмірів усіх елементів вздовж висоти колони:
lc=tпл1+n∙ds+n-1∙lb+lb1+hтр+tпл =
=25+7·280+(7-1)·780+689+320+36=7710 мм,
де n=7 – число планок або проміжків між ними;
n=lc-hтр-tпл-tпл1ds+lb=7710-320-36-25280+900=6.21<n=752317651504950Рис.11. До розрахунку оголовка колони
а – із двох швелерів; б – із двох двотаврів
00Рис.11. До розрахунку оголовка колони
а – із двох швелерів; б – із двох двотаврів
3463290225742500
ds=280 мм – ширина планок; lb=900 мм – відстань між планками у просвіті; hтр=320 мм – висота траверси; tпл=36 мм – товщина опорної плити бази; tпл1=25мм – товщина плити оголовка.
lb=lc-hтр-tпл-tпл1-n∙dsn=7710-320-36-25-7∙2807=767 ммlb=780 мм.
lb1=lc-n-1∙lb-hтр- tпл-tпл1-n∙ds==7710-7-1∙780-320-36-25-7∙280=689 мм.Конструктивна схема колони показана на рис. 12,а.
Конструктивна схема колони із двох швелерів показана на рис. 12,б.
Список літератури
СНиП ІІ-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР. – М: ЦИТП Госстроя СССР, 1991.-96 с.
ДБН В.1.2-2:2006. Навантаження і впливи.
Клименко Ф.Е., Барабаш В.М. Металеві конструкції: Підручник. – Львів: Світ, 1994. – 280 с.
Бабич В.І., Огороднік В.І., Романюк В.В., Таблиці для проектування будівельних конструкцій. Довідник. - Рівне, 1999 – 506с.
Романюк В.В., Робочий майданчик виробничих будівель. Навчальний посібник, - Рівне, 2007-281с.

Рис. 12. Конструктивна схема колони.

Приложенные файлы

  • docx 18169097
    Размер файла: 2 MB Загрузок: 0

Добавить комментарий