Курсовая работа по металлоконструкциям Рабочая площадка промышленного здания

Металы Max.dwg

Монтажная схема элементов
сайты: perer vido-
способность корректирующих элементов
Монтажная схема элементов сайта
Осведомленность о корректирующих элементах
Курсовая работа из металла
особенности коррекции
% для осажденного металла
специфика металла на
Корректирующий элемент

МеталыМах2.DOC

МИНИСТЕРСТВО АГРАРНОЙ ПОЛИТИКИ УКРАИНЫ
СУМСКОЙ НАЦИОНАЛЬНЫЙ АГРАРНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
“Металлические конструкции”
“Рабочая площадка промышленного здания”
Виконав: студент групи 0101-1
Перевірив: Паустовский С. В.
РАСЧЕТ СТАЛЬНОЙ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
1. Разработка вариантов стальной балочной клетки
1.1. Вариант 1. Балочная клетка нормального типа
Сбор нагрузки на 1 м2 настила.
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка кНм2
Расчетная нагрузка кНм2
Линолиум на мастике t=3 мм
Цементно писчаный роствор t=100 мм q=1400 кг
Робочий настіл t=10мм
Корисне навантаження Рn
Средняя величина коэффициента надежности по нагрузке
Примем расчетную схему настила (рис.4)
Сварные швы крепления настила к балкам не дают возможности его опорам сближаться при изгибе. Поэтому в настиле возникают растягивающие цепные усилия Н. Изгиб настила происходит по цилиндрической поверхности. Цилиндрический модуль упругости стали определяется по формуле:
В расчете определим наибольший пролет полосы настила единичной ширины при заданной толщине листа tН = 0014 м и предельном прогибе :
Lntn=(4*15015)(1+72*2.26*1041504*2283)=40
Предельный прогиб для заданного пролета . По расчету принимаем tn =8мм Ln = 32 cм.
Разбивка главной балки показана на рис.5
Проверка прогиба настила.
Вычислим балочный прогиб т.е. прогиб от поперечной нагрузки в середине полосы шириной b = 1 м имеющий цилиндрическую жесткость Е1J без учета растягивающей силы Н:
Прогиб настила с учетом растягивающей силы Н:
коэффициент a найдем по формулам.
Относительный прогиб:
Предельный прогиб: - проверка удовлетворяется
Проверка прочности настила:
Изгибающий момент с учетом приварки настила на опорах:
Проверка прочности полосы настила шириной b = 1 м.
где W=(t2Н)6 =001426 = 32×10-5 м3
gСRg =11×230 = 253 МПа где Rg=230 МПа - расчетное сопротивление проката по табл. 51* СНиП II-23-81*
s gСRg - условие выполняется.
Расчет сварного шва крепления настила к балке.
Расчет по металлу шва
-коэффициент глубины провара шва bf = 07 (табл. 34* СНиП II-23-81*)
-коэффициент условия работы шва gwf = 1 (по п.11.2 СНиП II-23-81*)
В соответствии с табл. 55 СНиП II-23-81* принимаем электроды типа Э42. Расчетное сопротивление металла шва R wf = 180 МПа.
bf ×gwf × R wf = 07 × 1 × 180 = 126 МПа
Расчет по металлу границы сплавления.
-коэффициент глубины провара шва bz = 10 (табл.34 СНиП II-23-81*)
-коэффициент условия работы шва gwz = 1 (п.11.2* СНиП II-23-81*)
Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления:
R wz = 045 Run = 045 × 360 = 162 МПа (по табл. 3 СНиП II-23-81*)
где Run - нормативное сопротивление фасонного проката.
bz× gwz × R wz = 1×1×162 = 162 МПа
Минимальная из величин при расчетах по металлу шва и по металлу границы сплавления (b× gw × R w)min = 126 МПа
Принимаем Кf = Кfmin = 5 мм
Расчет балки настила
Балку рассчитываем как свободно опертую загруженную равномерной нагрузкой. Пролет равен шагу главных балок 3 м.
Погонную нагрузку собираем с полосы шириной равной пролету настила LН = 1.7 м.
а) нормативная нагрузка:
qHб = qn LH + gHб = qn LH + 002 qn LH = 1.02(11+1.115)*1.4 = 17.3 кНм где в первом приближении вес балки принимаем равным 2% от нагрузки.
б) расчетная нагрузка:
qб = q LH + gHбgf = 1.02(13.2+1.217)*1.4 = 20.587 кНм
Изгибающий момент от расчетной нагрузки
Требуемый момент сопротивления
где с1 = 11 - коэффициент учитывающий развитие пластических деформаций в первом приближении.
Требуемый момент инерции по предельному прогибу (при Lбн = 5 м n0 = 20278)
Принимаем двутавр №40Б1 ГОСТ 26020-83 (Jх = 15 750 см4 Wх = 8036 см3 А = 6125 см2 bf = 165 мм tf = 105 мм tw = 70 мм h = 392 см масса mбн = 481 кгм)
Уточним коэффициент с1:
площадь сечения стенки Аw = tw (h- 2tf) = 07(392 - 2 × 105) = 2597 см2
площадь сечения полки Аf = (A - Aw) × 05 = (6125 - 2597) × 05 = 1764 см2
По табл. 66 СНиП II-23-81* коэффициент с = 1091. Принимаем с1 = с.
Уточним собственный вес балки и всю нагрузку
qHб = qn LH + mбн g = 12.115 × 1.7 + 481 × 981 × 10-3 = 21.06 кНм
qб = q LH + mбн ggf = 14.417 × 1.7 + 481 × 981 × 10-3 × 105 = 25.00кНм
Максимальный изгибающий момент
Проверка нормальных напряжений
-проверка выполняется
Высота покрытия по главным балкам определяется как высота балки настила плюс толщина настила: h П = hбн + tн = 392 + 8 = 400 мм
Расход стали на настил и балки настила
m1 = r tн + mбLн = 7850 × 0008+ 4811.7 = 91.09 кгм2.
2. Проектирование составной сварной главной балки.
Разрезная балка загружена сосредоточенными нагрузками. Нагрузки на балку передаются в местах опирания на нее вспомогательных балок. Сосредоточенные силы подсчитываются по грузовой площади:
Агр = Lв Lбн = 7× 15 = 105 м2
Сбор нагрузки на главную балку
Расчетная нагрузка кНм2
Р = Рн × Агр = 11 × 105
Собственный вес настила и балок
Gбн = mgAгр=772×981×10-3 ×16
Собственный вес главной балки (3% от временной нагрузки)
2.1. Подбор сечения главной балки
Сечение составной сварной балки состоит из трех листов: вертикального - стенки и двух горизонтальных - полок (рис. 9).
Расчетный изгибающий момент
Мmax = 9(G+P)Lбн - 45(G+P)Lбн = 45(G+P)Lбн = 45× 15375 × 17 = 117618 кН×м
Для принятой толщины листов полок tf ≤ 20 мм расчетное сопротивление стали С375 равно Rу =345 МПа. Коэффициент условия работы gс =1. В первом приближении с1 = 11.
Требуемый момент сопротивления:
Высоту сечения балки h предварительно определим по соотношению между hоптW hоптf и hm hоптf - оптимальная высота сечения из условия жесткости; hmin - оптимальная высота сечения из условия минимальной жесткости при обеспечении прочности.
) оптимальная высота балки из условия прочности:
где - отношения высоты балки к толщине стенки в пределах kW = 125 140. Принимаем kW = 130.
) оптимальная высота балки из условия жесткости:
где n0 = 23194 - для пролета L = 14 м
) высота балки из условия минимальной жесткости при обеспечении прочности:
Т.к. hmin hоптW hоптf принимаем h = hоптW
Принимаем толстолистовую сталь шириной 1250 мм. С учетом обрезки кромок с двух сторон по 5 мм hW = 1250 -10 = 1240 мм.
По коэффициенту kW = 130 определяем толщину стенки: tW = hW kW = 1240130 = 9 5 мм. Принимаем tW =10 мм. Толщину полок назначим равной tf =18 ≤ 3 tW = 30 мм.
Полная высота балки:
h = hW + 2 tf = 1240 + 2×18 = 1276 мм
Момент инерции стенки:
Требуемый момент инерции полок:
где Jтр max определим по двум значениям из условий
а) прочности Jтр = 05Wтр h = 05×88482×1276 = 5645122 см4
б) жесткости Jтр = 530132 см4
Jтр = 5645152 - 158885 = 4056302 см4
Требуемая площадь сечения полки:
Толщина стенки из условия обеспечения ее местной устойчивости:
В расчете было принято 18 см что больше tf = 142 см.
Ширину полки назначаем из условия или bf = 427 256 мм. Принимаем bf =360 мм что соответствует ширине листа универсальной стали по сортаменту. Уточним собственный вес балки по принятым размерам.
Площадь поперечного сечения:
А = 2Аf + АW = 2× 18 × 36 + 10×124 = 2536 см2
Вес погонного метра балки:
gг = gS Аy = 77 × 002536×103 = 201 кНм
где gS= 77 кНм - удельный вес стали;
y = 103 - конструктивный коэффициент учитывающий вес ребер жесткости и сварных швов.
Вес главной балки на участке между вспомогательными балками:
Gг = gг Lбн = 201 × 25 = 5025 кН
Уточним нагрузки на балку полученные в табл.5.
Нормативная Рn + Gn = 1155 + 231 + 5025 = 1228 кН
Расчетная Р + G = 1386 + 243 + 533 = 14636 кН
Уточним усилия. Изгибающие моменты от нормативных и расчетных нагрузок
Мn max = 45(Gn +Pn )Lбн = 45×1228×25 = 13815 кН×м
Мmax = 45(G+P)Lбн = 45×14636×25 = 164655 кН×м
Перерезывающая сила на опоре
Qmax = 3(G+P)= 3×14636 = 43908 кН
Геометрические характеристики сечения балки
Момент сопротивления
Найдем отношение площадей полки и стенки
Найдем коэффициент с = 1118. Т.к. в балке имеется зона чистого изгиба принимаем с1 = с1m = 05(1+с) = 1059
2.2. Проверка прочности главной балки
) Нормальные напряжения
Недонапряжение не должно превышать 5%
) Касательные напряжения (проверяются в месте крепления опорного ребра без учета работы на срез полок
RS gс = 058×345×1=2001 МПа - проверка удовлетворяется
2.3. Проверка прогиба главной балки.
- условие жесткости балки удовлетворяется.
2.4. Определение типа сопряжения вспомогательной и главной балок.
Суммарная высота элементов перекрытия: настила балки настила вспомогательной и главной балок
Sh= tН + hбн + hв + hг = 14 + 100 + 392 + 1276 = 1882 мм
Ранее была найдена наибольшая строительная высота перекрытия hcmax = =18 м. Принимаем пониженное сопряжение вспомогательной и главной балок.
2.5. Изменение сечения главной балки.
С целью экономии материала уменьшаем сечение приопорного участка балки за счет уменьшения ширины поясов на участке балки от опоры до сечения расположенного на расстоянии равном 16 пролета балки: 1756 = 292 м. Ширина пояса балки b`f должна соответствовать ширине листа универсальной стали по сортаменту и быть не менее
b`f ³ 180мм b`f ³ 01h; b`f ³ 05 bf
т.е. 01h=1276 мм; 05 bf = 05×360 = 180 мм.
По сортаменту принимаем b`f = 200 мм.
Геометрические характеристики сечения балки на приопорных участках:
А = 2Аf + АW = 2×20×18+10×124 = 196 см2
- момент сопротивления
- статический момент полки относительно оси Х-Х
SХ = tf bf(05hW + 05tf) = 18 × 20 × 05(124+18) = 22644 см3
- статический момент полусечения относительно оси Х-Х
SХ = Sf +0125× tW ×h2W = 22644+0.125×1242×1 = 41864 см3
Расчетные усилия в месте изменения сечения.
М= Rа × 292 - (G+Р)(292-125)=3(G+Р) × 292-167(G+Р) = 709 (G+Р) = 709 × 15375= 108995 кН
Q = Qmax - (G+P)= 43908 – 15375 = 28533 кН
а) в месте изменения сечения
- максимальные нормальные напряжения
- касательные напряжения в стенке под полкой
RSgc = 058 × 315 × 1= 1827 МПа
- приведенные напряжения под полкой
5 Rg gc = 115× 345 = 39675 МПа
2.6. Расчет поясных сварных швов.
Полки составных сварных балок соединяют со стенкой на заводе автоматической сваркой. Сдвигающая сила на единицу длины
Для стали С375 по табл. 55* СНиП II-23-81* принимаем сварочную проволоку Св-10НМА для выполнения сварки под флюсом АН-348-А.
Определим требуемую высоту катета Кf поясного шва "в лодочку".
Расчет по металлу шва.
Коэффициент глубины провара шва bf =11 (СНиП II-23-81* табл.34)
Коэффициент условия работы g wf = 1 (СНиП II-23-81* пп. 11.2)
Расчетное сопротивление металла R wf =240 МПа
bf g wf R wf = 11× 1×240 = 264 МПа
Коэффициент глубины провара шва bz =115 (СНиП II-23-81* табл.34)
Коэффициент условия работы g wz = 1 (СНиП II-23-81* пп. 11.2)
Расчетное сопротивление металла R wz =045 R un = 045 ×490 = 2205 МПа
bz g wz R wz = 11× 1×2205 = 2536 МПа
Сравнивания полученные величины находим
(b g w R w)min = 2536 МПа
Высота катета поясного шва должна быть не менее
По толщине наиболее толстого из свариваемых элементов (tf = 18 мм) по табл. 38 СНиП II-23-81* принимаем kf = 7 мм.
2.7. Проверка на устойчивость сжатой полки.
Устойчивость полки будет обеспечена если отношение свеса полки bef к ее толщине tf не превышает предельного значения: где расчетная ширина свеса полки bef равна:
Т.к. 972 128 устойчивость поясного листа обеспечена.
2.8. Проверка устойчивости стенки балки.
Для обеспечения устойчивости стенки вдоль пролета балки к стенке привариваются поперечные двусторонние ребра жесткости.
Расстояние между поперечными ребрами при условной гибкости стенки не должно превышать 2hw . Условная гибкость стенки определяется по формуле
При lw > 35 необходима проверка устойчивости стенки с установкой ребер жесткости с шагом не более 2hw = 2×124 = 248 см.
Т.к. сопряжение балок выполняется в пониженном уровне установку поперечных ребер предусматриваем с шагом 20 м.
Ширина ребер должна быть не менее
Принимаем bh = 100 мм.
Принимаем tS = 8 мм.
Проверка устойчивости стенки балки во втором отсеке в месте изменения сечения.
Критические нормальные напряжения
По табл. 21 22 СНиП II-23-81* определяем при d = и b = сcr = 355
Критические касательные напряжения
Нормальные и касательные напряжения в верхней фибре стенки
а) нормальные s = sха = 26867 МПа;
б) касательные t = Q(twhw) = 542 46 ×10-3(001×124) = 4375 МПа.
Проверка устойчивости стенки
Проверка устойчивости стенки балки в первом отсеке (на расстоянии 125 см от опоры).
М = RA ×125 = 81758 кН×м.
Нормальные и касательные напряжения
Проверка устойчивости удовлетворяется.
2.9. Расчет опорного ребра жесткости главной балки.
Принимаем сопряжение балки с колонной шарнирным с опиранием на колонну сверху. Опорное ребро жесткости крепится сварными швами к стенке балки. Нижний торец опорного ребра балки остроган для непосредственной передачи давления на колонну.
Толщина опорного ребра определяется из расчета на смятие его торца
где N = RA = 81758 кН – опорная реакция;
RP = Rungm = 4901025 = 478 МПа – расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности; b = bf = 20 см – ширина опорного ребра.
Принимаем толщину опорного ребра t = 10 мм а опорный выступ а = 14 мм 15t = 15×10 = 15 мм.
Проверка ребра на устойчивость.
Площадь расчетного сечения ребра:
Радиус инерции сечения ребра
Коэффициент продольного изгиба при lХ = 1136
Проверка опорного ребра на устойчивость:
Расчет катета сварных швов крепления ребра к стенке балки:
По толщине более толстого из свариваемых элементов принимаем катет шва Kf = 5 мм.
2.10. Расчет болтового соединения
Сопряжение вспомогательной балки с главной выполняется поэтажно.
При пяти грузах в пролете опорная реакция вспомогательной балки равна
RA = 35 (G+P) = 35×33248 = 1164 кН
Принимаем болты нормальной точности (класс В) класс по прочности – 46 диаметром 20 мм. Расчетное сопротивление срезу болтов для принятого класса прочности Rbs = 150 Мпа.
Расчетные усилия которые может выдержать один болт:
gb = 09 – коэффициент условия работы
ns = 1 – число срезов болта.
А = pd24 = 3142×2024 = 314 см2 – расчетная площадь сечения болта
Nbs = 150 ×103× 09 × 314 × 10-4 = 4239 кН.
Nb = Rbр × gb × d × S tmin
Rbр = 690 МПа – расчетное сопротивление на смятие для стали при RUM = 490 МПа
S tmin = 10 мм – толщина стенки балки и ребра.
Nb = 690 × 103× 09 × 20 ×10-3× 10× 10-3 = 1242 кН.
Сравнивая результаты принимаем меньшее Nbsmin = 4239 кН.
Требуемое количество болтов в соединении
Принимаем 3 болта диаметром 20 мм диаметр отверстия D=22 мм.
Проверка касательных напряжений в стенке вспомогательной балки с учетом ослабления отверстиями диаметром 22 мм под болты а также с учетом ослабления сечения балки из-за вырезки полки в стыке выполняется по формуле:
где Qmax = RA = 9368 кН
hW = h – 2tf = 392 - 2×105 = 371
a = b(b-d) = 146(146 – 22) = 118 – коэффициент ослабления сечения
Проверка удовлетворяется.
3. Проектирование центрально сжатой колоны насквозног сечения
3.1. Расчетная длина колонны и сбор нагрузки
НГБ = 12782 – 1782 = 11000 м
Заглубление фундамента hф = 07 м.
Геометрическая длина колонны
L = НГБ + hф = 117 м.
При опирании балок на колонну сверху колонна рассматривается как шарнирно закрепленная в верхнем конце. Соединение с фундаментом легких колонн в расчете также принимается шарнирным. Поэтому длина колонны определяется при m = 1:
Lef = mL = 1× 117 = 117 м.
Грузовая площадь Агр = LГ LВ = 16 × 5 = 80 м2.
Сбор нагрузки на колонну
Нормативная нагрузка кН
Расчетная нагрузка кН
Временная нагрузка Р = р × Агр = 26 × 80
G = mngAгр = 18066 × 10-3×981 × 80
3.2. Подбор сечения колонны
Выполним расчет относительно оси Y пересекающей полки. Гибкость колонны lу = 893. Находим jу = 050.
Требуемая площадь сечения колонны Атр = 1152 см2.
Требуемые радиус инерции и ширина полки
Ширина полки находится из соотношения iY » 024bf .
bf = 36 см – принимаем ширину полки в соответствии с сортаментом прокатной стали.
Высоту стенки hW назначаем так чтобы удовлетворялось условие h³ bf hW = 360 мм. Назначив толщину tW = 12 см получим площадь сечения стенки: АW = 432 см2. Свес полки:
bef = 05(bf – tW) = 05(360-12) = 174 см.
Предельное значение bef = 175 см – находится из условия возможности применения автоматической или полуавтоматической сварки. Т.к. величина свеса полки меньше предельной условие технологичности сварки выполняется.
Геометрические характеристики сечения.
А = 05 (Атр – АW) = 1152 см2.
Приведенная гибкость:
Коэффициент продольного изгиба:
Включаем в нагрузку вес колонны:
Gк = gАLygf = 77× 1152× 10-4×7326×11×105 = 75 кН
Полная расчетная нагрузка Gp = 265237 кН
Проверка колонны на устойчивость.
Недонапряжение составляет 12%.
Проверка предельной гибкости.
lU=180 - 60a =180 – 60 × 0987 = 12078
Т.к. lY = 893 lU = 12078 проверка гибкости проходит.
3.3. Проверка устойчивости полки и стенки колонны.
Отношение свеса полки к ее толщине:
Наибольшее отношение при условии выполнения устойчивости полки равно 1772. Т.к. устойчивость полок обеспечивается.
Проверим устойчивость стенки по условию .
; ; lUW = 12+035×l = 12+035 × 365 = 25
562 – устойчивость стенки колонны обеспечена.
Т.к. то поперечные ребра жесткости по расчету устанавливать не требуется.
По конструктивным соображениям принимаем на отправочном элементе два парных ребра. Назначим размеры парных ребер: ширина bP = hW30 + 40 мм = 3630 + 40 = 412. Принимаем bP =50 мм.
Толщина tP ³ bP12 = 5012 = 42 мм. Принимаем tP = 6 мм.
В центрально-сжатых колоннах сплошного сечения сдвигающие усилия между стенкой и полкой незначительны. Поэтому сварные швы соединяющие полки со стенкой назначаем конструктивно толщиной катета kf = 6 мм.
3.4. Расчет базы колонны.
База колонны состоящая из опорной плиты и траверс крепится к фундаменту анкерными болтами.
Ширину плиты назначаем по конструктивным соображениям:
Впл = bf + 2t + 2c = 360 + 2 × 10 + 2 × 50 = 480 мм
Длина плиты минимальная по конструктивным соображениям:
Lпл min = h +2c = 380 + 2 × 50 = 480 мм.
Учитывая стандартные размеры листов назначаем Lпл = 480 мм.
Проверим достаточность размеров плиты в плане расчетом из условия смятия бетона под плитой. Класс бетона фундамента В125. Расчетное сопротивление бетона смятию при коэффициенте условия работы jв = 12:
Rвloc = jвRвgв1 = 12 × 75 × 09 = 81 МПа
Требуемая длина плиты по расчету:
Принимаем по сортаменту универсальной стали Lпл = 720 мм.
Получаем размеры плиты базы в плане
Lпл Впл = 720 480 мм с площадью Апл = 035 м2.
Назначаем размеры верхнего обреза фундамента
Вф = Впл + 20 см = 48 + 20 = 68 см
Lф = Lпл + 20 см = 72 + 20 = 92 см
Уточним коэффициент
Уточним сопротивление бетона смятию
Rвloc = 18 × 75 × 09 = 1215 Мпа
Проверим бетон на смятие под плитой базы:
- проверка удовлетворяется
Расчет толщины плиты базы.
Выделим три участка плиты с характерными схемами закрепления.
Изгибающие моменты в плите на участках:
в = 50 мм; a = 05; sР = 785 Мпа
М1 = 05 × 785 × 103 × 0052 = 981 кН×м
Отношение сторон ав = 0075036 = 0208
Т.к. отношение сторон меньше 05 выполняем расчет как для консоли
М2 = 05 × 785 × 103 × 00752 = 2208 кН×м
Отношение сторон 207 отсюда a = 0125
М3 = 0125 × 785 × 103 × 01742 = 2971 кН
По наибольшему моменту на участке Мmax = 2971 кН.
Определим требуемую толщину плиты:
По сортаменту принимаем плиту толщиной 25 мм.
Нагрузка со стержня колонны передается на траверсы через сварные швы длина которых и определяет высоту траверсы. При четырех швах с высотой катета kf = 10 мм
Прочность по металлу шва bfgWfRWf = 07× 1 × 240 = 168 МПа (СНиП табл. 51).
В соответствии с требованиями СНиП расчетная длина флангового шва должна быть не более 85bfkf = 85× 07 × 001 = 06 м в расчете lW = 030 м. По сортаменту универсальной стали принимаем hтр = 400 мм.
Расчет катета сварного шва крепления траверсы к плите.
При вычислении суммарной длины швов учитывается непровар по 1 см на каждый шов.
SlW = 2(2Lпл – h) - 2×3 = 2(2×56 – 38) –6 = 142 см.
Требуемый по расчету катет:
В соответствии с табл. 38 СНиП при толщине плиты 25 мм минимальный катет шва равен kf min = 7 мм.
Приварку торца стержня колонны к опорной плите базы выполняем конструктивными швами kf = 9 мм.
Крепление базы к фундаменту.
При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом необходимы анкерные болты для фиксации проектного положения колонны и закрепления ее в процессе монтажа. Принимаем два анкерных болта диаметром d = 20 мм. Болты устанавливаются в плоскости главных балок с креплением к плите базы что обеспечивает за счет гибкости плиты шарнирное сопряжение колонны с фундаментом.
3.5. Расчет оголовка колонны.
Оголовок колонны состоит из опорной плиты и подкрепляющих ребер. Опорная плита передает давление от двух главных балок на ребра оголовка и фиксирует проектное положение балок при помощи монтажных болтов. Определяем размеры ребер задавшись толщиной плиты: tпл = 20 мм. Требуемая толщина парных ребер из условия работы на смятие:
где N – удвоенная опорная реакция главной балки;
RP=RUNgm = 4901025 = 478 МПа – расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности.
Bоп = 020 м – ширина опорного ребра балки.
Принимаем толщину ребра tZ = 16 мм.
Ширина ребра должна быть не менее bh ³ 05 bоп + tпл – 05tW = 05×02 + 20 – 05×12 = 114 мм. Принимаем ширину парных ребер bh = 160 мм вверху и 130 мм внизу.
Высота вертикальных ребер определяется из условия размещения фланговых швов длиной не менее:
Здесь катет шва не может быть более kf 12tW = 12 × 12 = 144 мм.
Длина сварного шва не должна быть более lW max = 85bf × kf = 85 × 07 × 09 × 10-2= 054 м. Принимаем kf = 09 см и высоту ребра 05 м.
Т.к. Стенка колонны тоньше примыкающих ребер (tW = 12 мм tr = 16 мм) стенку проверяем на срез:
Вывод: стенка колонны толщиной 12 мм на срез проходит. Торец колонны фрезеруется и поэтому толщина швов соединяющих опорную плиту со стержнем колонны и ребрами назначается конструктивно равной kf = 8 мм. С целью укрепления стенки колонны и вертикальных ребер от возможной потери устойчивости снизу вертикальные ребра обрамляются горизонтальными ребрами толщиной tP = 8 мм.
СНиП II-23-81* Стальные конструкции (Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1990) – 96 с.
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для ВУЗов. Е.И.Беленя В.А. Балдин Г.С. Ведеников и др.; Под общ. ред. Е.И.Беленя – 6-е изд. перераб. И доп. – М. Стройиздат. 1985 – 560 с. ил.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР – М: ЦИТП Госстрой СССР 1987 – 36 с.
Стальные конструкции. Справочник конструктора Под ред. Н.П.Мельникова – 3-е изд. перераб. И доп. – М. Стройиздат 1976 – 329с.
Металлические конструкции учебник для ВУЗов К.К. Муханов - 2-е изд. М.Стройиздат 1978-576 с.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Дополнения разд. 10. Прогибы и перемещения Госстрой СССР – М. ЦИТП Госстроя СССР. 1988-8 с.