Балочная клетка с расчетом листового несущего настила

Тибилов А.А Металлические кострукции пром здание пояснительная записка.docx

Компоновка конструктивной схемы здания
Генеральные размеры поперечной рамы устанавливаются в зависимости от наличия и типов подъемно-транспортного оборудования в здании: с подвесными кранами мостовыми кранами и без кранов.
Размеры по вертикали.
Исходным данным при определении размеров по вертикали является отметка головки кранового рельсаH1 которая задается в технологическом задании на проектирование.
где Нcr–расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана по ГОСТ 25711-83 и ГОСТ 6711-81;
“100”(мм)- установленный зазор по требованиям техники безопасности.
Н2 принимается кратным 200 мм.
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм:
где Н1– наименьшая отметка головки кранового рельса которая принимается по технологическому заданию;
Н0 принимается кратным 600 мм за счет увеличения Н1.
Длина верхней части колонны:
где hb–высота подкрановой балки которая принимается по ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81в пределах 18 110 пролета балки (шага колонн);
hrs– высота кранового рельса по ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81.
Длина нижней части колонны:
где НB– заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола принимаемоев пределах 500 800 мм (большее для больших пролетов).
Полная длина колонны:
Высота фермы на опореHf =3150 мм.
Размеры по горизонтали.
Привязка наружной грани колонны к оси колонныа= 500 мм.
Высота сечения верхней части ступенчатой колонны:
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны:
где B1- размер части кранового моста выступающей за ось рельса принимаемыйпо ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81;
“75” мм- минимальный зазор между краном и колонной.
L1 должен приниматься кратным 500 мм.
Lcr указывается в ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81.
Расчет поперечной рамы здания
Расчетная схема рамы
В соответствии с конструктивной схемой выбираем расчетную схему и основную систему. Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн:
Соотношения моментов инерции IнIв=5; IрIн=4;
Сопряжение ригеля с колонной назначаем жестким (краны режима работы 7К цех однопролетный).
Сбор нагрузок на поперечную раму
Расчет нагрузки на 1 м2 кровли приведен в таблице 1.
Постоянная распределенная нагрузка от покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Защитный слой (битумная мастика с втопленным гравием)
Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
Стальная панель с профилированным настилом
Собственная масса металлических конструкций шатра (фермы фонари связи)
Расчетную равномерно распределенную линейную нагрузку на ригель рамы вычисляем по формуле:
Опорная реакция ригеля рамы:
Расчетный вес колонны.
По таблице1 нормативная нагрузка от веса колонны принята равной 03 кНм2.верхней части (20% массы): масса нижней части (80% массы):
Нагрузка в верхней части колонны
в нижней части колонны:
Расчетное значение веса снегового покрова для г. Минск Sg=0.7кНм2;
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:
Опорная реакция ригеля:
Вертикальные нагрузки от мостовых кранов
Характеристики крана: база крана – 56м расстояние между колесами 2-х кранов - 1200 м нормативное усилие колеса - 380кН.
где вес подкрановой балки
Сосредоточенные моменты от вертикальных сил Dmax Dmin определяем по формуле:
Горизонтальные нагрузки от мостовых кранов
Горизонтальную силу от мостовых кранов находим по формулам:
Считаем что сила Т приложена в уровне уступа колонны.
Нормативное давление ветра w0= 06 кПа.
Тип местности Б коэффициент k = 05 при высоте до 5 м;k = 065 при высоте 10 м; k = 09 при высоте 20 м; k = 1.05 при высоте 30 м.
Расчетная линейная ветровая нагрузка определяется по формуле:
Линейная распределенная нагрузка при высоте до 10 м равна: до 20 м:
До 30 м 3280*105=344
Для высоты 24.85: 295+(344-295)48510=318
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки вычисляем по формулам:
а эквивалентные линейные нагрузки при Н= 16 ми kэ=0719 по формуле:
Статический расчет поперечной рамы
Расчет на постоянную нагрузку
Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны:
Находим параметры n=IВIН = 15=02;
Каноническое уравнение имеет вид
Моменты от поворота узлов на угол φ=1:
Моменты от нагрузки на стойках Мр:
Моменты на опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечения):
Определяютсяr11 и r1p:
Моменты от фактического угла поворота (М1φ):
Эпюра моментов (М1φ+ Мр) от постоянной нагрузки:
Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В (-43166 = -4323) а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны:
Затем строится эпюра нормальных сил (с учетом собственной массы колонн).
Расчет на снеговую нагрузку
Проводится аналогично расчету на постоянные нагрузки. Сосредоточенный момент на колонне:
Моменты от нагрузки:
Угол поворотаМоменты от фактического угла поворота:
Строим эпюры усилий от снеговой нагрузки.
Эпюра моментов (М1φ+ Мр) от снеговой нагрузки кН×м:
Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов
Проводится при расположении тележки крана у левой стойки. Строим основную систему и схему нагрузки. Проверку возможности считать ригель абсолютно жестким проводим по формуле:
Каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы имеет вид:
Моменты и реакции от смещения верхних узлов на =1 находим по таблице:
Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки:
FRB=kBMH=1488*5597172=4842кН
Усилия на правой стойке можно получить аналогично или умножая усилия левой стойки на отношение
МminMmax=25925597=0463
Реакция верхних концов стоек:
Смещение плоской рамы. В расчете на крановые нагрузки следует учесть пространственную работу каркаса определив αпр и пр.
С учетом крепления связей на сварке (краны режима работы 4К) для кровли из крупноразмерных железобетонных плит можно принять JнJn=150;
По таблицам СНиП определяютсяα=068; α'= 025
Строим эпюру моментов М1пр от фактического смещения рамы с учетом пространственной работы и суммарную (Мр+М1пр); эпюру Q которая свидетельствует о правильном расчете (поперечные силы в верхних и нижних частях стоек рамы практически одинаковы).
Разница в значениях нормальной силы у левого и правого концов ригеля получилась из-за передачи горизонтальных сил на соседние рамы вследствие учета пространственной работы каркаса.
Расчет на горизонтальную нагрузку от мостовых кранов
Основная Система эпюра М1 каноническое уравнение коэффициент αпр здесь такие же как и при расчете на вертикальную нагрузку от мостовых кранов.
Моменты и реакции в Основной Системе от силы Т:
Смещение верха колонн с учетом пространственной работы
Строим эпюры М N и Q.
Проверка правильности решения: скачок на эпюре Q=13+81=211 кН примерно равен силе Т а на правой стойке поперечные силы в верхней и нижней частях равны (21 кН).
Расчет на ветровую нагрузку
Основная Система и эпюра М1 такие же как для крановых воздействий.
Эпюра Мр на левой стойке:
На правой стойке усилия определяем умножением усилий на левой стойке на коэффициент q'эqэ=167223=075;
Коэффициенты канонического уравнения находим по формуле:
Смещение рамы (ветровая нагрузка с одинаковой интенсивностью воздействует на все рамы здания поэтому αпр=1):
Строим эпюру М=Мр+М1.
Эпюра Q на левой стойке кН:
Строим эпюру N в ригеле.
Составление комбинаций усилий в сечениях стойки рамы и определение усилий для расчета колонн
Рама симметричная поэтому таблица составляется для характерных сечений одной стойки. Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения в таблицу заносятся также усилия от крановых воздействий при расположении тележки у правой стойки усилия при силе Т приложенной к другой стойке усилия при другом направлении ветра. Усилия применяемые для расчета колонн подчеркнуты.
Нагрузка и комбинации усилий
Нагрузка и комбинация усилий
Усилия M иN от постоянной нагрузки подсчитаны с коэффициентом 0911 = 08
Расчет подкрановой балки
Подкрановая балка крайнего ряда пролетом 12 м под 2 крана Q=325 т. Режим работы кранов – тяж. Пролет здания- 36 м. Материал балки - сталь Вст3Гпс5-1: Rу=230 МПа = 23 кНсм2 (при t≤ 20 мм); Rs=135 кНсм2. Коэффициент надежности по назначению γn=095.
Климатический район строительства с расчетной температурой воздуха выше -40°С.По условиям эксплуатации подкрановая балка относится к 1 группе.
Сбор нагрузок на подкрановую балку
Для крана Q=325 тяжелого режима работы наибольшее вертикальное усилие на колесе Fkn=345 кН; масса тележки Gт=85 кН; тип кранового рельса – КР-70.
Для кранов тяжелого режима работы поперечное горизонтальное усилие на колесе при расчете подкрановых балок:
Расчетные усилия на колесе крана определяем по формулам:
Максимальный момент возникает в сечении близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении устанавливая краны невыгоднейшим образом:
Расчетный момент от вертикальной нагрузки:
где α –коэффициент учитывающий влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке α = 105;
- коэффициент сочетания;
yi- ординаты линий влияния.
Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:
Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре. Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:
Подбор сечения балки
Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t= 6 мм и швеллера №16 (при наличии промежуточной стойки фахверка и крепления к ней тормозной конструкции).
Значение коэффициента определим по формуле:
Задаемся λw=hwtw=50;
Оптимальная высота балки:
Минимальная высота балки:
гдеМxn- момент от загружения балки одним краном при γf=10.
Значения М сумма ординат линии влияния при нагрузке от одного крана yi=15
[lf]=600- для кранов тяжелого режима работы
Задаемся толщиной полок tf=2 см тогда
Из условия среза стенки силой Qx:
Принимаем стенку толщиной 1 см; hwtw=6614=47250;
Размеры поясных листов определяем по формулам:
Принимаем пояс из листа сечения 20×280 мм; Аf=56 см2.
Устойчивость пояса обеспечена так как
По полученным данным компонуем сечение балки:
Проверка прочности сечения балки
Определим геометрические характеристики принятого сечения относительно оси x-x:
а затем- геометрические характеристики тормозной балки относительно оси y-y (в состав тормозной балки входит верхний пояс тормозной лист и швеллер). Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения:
Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (т. А):
Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре обеспечена так как принятая толщина стенки больше определимой из условия среза.
Жесткость балки также обеспечена так как принятая высота балки
hb>hmin. Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:
γf1=14 ( при кранах режима работы 7К с гибким подвесом груза);
гдеIr= 1100 см4- момент инерции рельса КР-70; =325- коэффициент для сварных балок.
Стенка сварной балки проверяется также на совместное действие нормальных касательных и местных напряжений на уровне верхних поясных швов
Проверка устойчивости стенки
Проверка местной устойчивости сжатого пояса производится в середине пролета балки с учетом развития пластических деформаций (при этом устойчивость пояса ухудшается):
Условия соблюдаются. Местная устойчивость пояса обеспечена стенка тонкая.
h0 – расстояние (высота) между осями поясных листов.
Определяем необходимость укрепления стенки поперечными ребрами жесткости при когда на балку действует местная нагрузка:
поперечные ребра жесткости необходимы.
В зоне учета пластических деформаций необходима постановка ребер жесткости так как местные напряжения в стенке в зоне не допустимы. Длина зоны пластических деформаций:
Расставляем ребра жесткости с учетом расположения сосредоточенных над ними сил на равном расстоянии друг от друга не превышающем 2hw.
Устанавливаем необходимость проверки устойчивости стенки:
При наличии в отсеке местной нагрузки и при ее отсутствии
Проверка необходима.
Проверку производим в отсеке где изменяется сечение под локальной нагрузкой где нормальные и касательные напряжения имеют высокие значения и стенка укреплена только поперечными основными ребрами жесткости () по формуле:
Определяем критические напряжения:
где ; Rs = 135 кНсм2;
d – меньшая сторона отсека;
Для определения ccrвычисляем:
где = 08 (табл. 22 СНиП).
где принимаем в табл. 23 СНиП a2 вместо a;
c1 = 1635; табл. 23 СНиП = 211 и a2hw= 3082146 = 12.
Проверка устойчивости стенки в отсеке:
Устойчивость стенки обеспечена.
Расчет ступенчатой колонны
Расчетные усилия берем из таблицы.
Для верхней части колонны в сечении 1-1 N=3268 кН; М= -8059кНм;
В сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (123*45*) М=-2608кНм;
Для нижней части колонны N1=10684 кН; М1= -3312кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2=11649 кН; М2=10537кНм (изгибающий момент догружает наружную ветвь); Qmax=1447кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны IвIн=1.5; материал конструкций- сталь Вст3кп2; бетон фундамента М150. Коэффициент надежности по назначению γn=095.
Определение расчетных длин колонны
Так как НвНн=l2l1=47125= 037606 и NнNв=116493268=36> 3значения коэффициента : 1= 2 2 = 3.
В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота.
Таким образом для нижней части колонны l
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно: lу2 = Нв- hв=470 – 120= 350 см.
Подбор сечения верхней части колонны
Сечение принимаем в виде сварного двутавра высотой hв=1000 мм.
Находим требуемую площадь сечения предварительно определив приближенные значения характеристик.
Для симметричного двутавра ρ
(для листов из стали Вст3кп2 толщиной до 20 ммRy=21.5 кНсм2);
Значение коэффициента для двутавра колеблется в пределах от 12 до 17. Примем в первом приближении =14. Тогда mef= m =>
Компоновка сечения.
Высота стенки hw= hв-2tf=100-21.4=97.2 см (принимаем предварительно tf=14 см).
По формуле при 1mx10 и из условия местной устойчивости предельная гибкость стенки: и требуемая толщина стенки:
Принимаем tw=1 см и включаем в расчет только устойчивую часть стенки т. е. 2 участка шириной h1 примыкающие к полкам:
Тогда требуемая площадь полки:
Принимаем bf=26cм; Аf=261.4=364 см2;
Устойчивость полки обеспечена так как
Геометрические характеристики сечения:
Проверка устойчивости в плоскости действия момента:
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента. Двутавровому сечению соответствует тип кривой устойчивости «в» при . Для определения mx найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня (при сочетании нагрузок 1 2 3* 4 5*):
Поскольку mef20 проверка прочности по формуле не требуется.
Подбор сечения нижней части колонны
Определим по формуле ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем предварительно z0=5 cм; h0=hн- z0=145 см.
Усилия в ветвях определим по формулам. В подкрановой ветви
По формулам определяем требуемую площадь ветвей и компонуем сечение. Для подкрановой ветви задаемся φ=08:
(для фасонного проката толщиной до 20 ммRy=23 кНсм2);
По сортаменту принимаем двутавр30Б1: Аb1=415 см2; у=123 см.
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем такими же как в подкрановой ветви (270 мм). Толщинустенки tw для удобства ее соединения встык с полками верхней части колонны принимаем равной 14 мм а ширину стенки из условия размещения швов hw=310 см.
Требуемая площадь полок
Из условия местной устойчивости полок
Принимаем bf= 30 см; tf= 14 см; Аf= 1430= 42 см2.
Геометрические характеристики ветви:
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0 = hн - z0 = 150-5=145
Отличие от первоначально принятых размеров мало поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.
Проверка устойчивости ветвей.
Проверку производим по формулам
из плоскости рамы: lу=1250 см. Подкрановая ветвь
=>φу=0567 (тип кривой устойчивости «в»);
Устойчивость обеспеченна
Подбор сечения решетки нижней части колонны
Поперечная сила в сечении колонны Qmax=1447кН. Условная поперечная сила принимается по табл.8.2:
Qfic 02A = 02(415+1274) =3378кНQmax=1447кН.
Расчет решетки производим по Qmax. Усилие сжатия в раскосе:
α = 46º (угол наклона раскоса)
γc=075 (сжатый уголок прикрепленный одной полкой).
Принимаем уголок 100х7; Аd=138 см2; m
=>φ=053 (кривая устойчивости типа «в»);
Проверка устойчивости нижней части колонны в плоскости действия момента как единого целого
Геометрические характеристики всего сечения:
λx= lxi x=2500624=40.
Приведенная гибкость
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сечение 4-4):
N2=11649кН; М2=10537кНм;
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действиямомента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
) N=233 кН; М=+613кНм (загружение 134);
) N=3968 кН; М=-361кНм (загружение 12);
Давление кранов Dmax=7463кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части.
комбинация М и N (сжата внутренняя полка): наружная полка:
где Rpwy- расчетное сопротивление стыкового шва при растяжении Rpwy= 085Ry.
Прочность шва обеспечена с большим запасом. Толщину стенки траверсы определим из условия ее смятия по формуле:
b= 30 см. Принимаем tпл=2 см; Rр=35 кНсм2.
Учитывая возможный перекос опорного ребра балки принимаем tтр= 07 см.
При комбинации М и N усилия во внутренней полке (в запас несущей способности):
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2)
Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой Cв-08Г2:
Rwf = 180 кНсм2;Rwz = 18 кНсм2;
fRwf = 0918 = 162 кНсм2;
zRwz = 10518 = 173 кНсм2.
Расчет ведем по металлу границы сплавления. Принимаемkf=10 мм;
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которой заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий в сечении 2-2 дающую наибольшую опорную реакцию траверсы (такой комбинацией будет сочетание 1 2 3 4(-) 5*):
Коэффициент =09 учитывает что усилия М и N приняты для второго основного сочетания нагрузок. Требуемая длина шва (kf= 10 мм):
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы (линия 1-1) определим высоту траверсы hтр по формуле:
tw1=58 мм- толщина стенки двутавра 30Б1 Rs=058 Rу=13 кНсм2- расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали Вст3кп2. Принимаем hтр=70 см.
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1 2 3 4(-) 5* (расчет шва 3):
Коэффициент k=12 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax:
Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны превышает 1 м проектируем базу раздельного типа.
) N=11649 кН; М=10537кНм (для расчета базы наружной ветви);
) N=10011кН; М= -1717кНм (для расчета базы подкрановой ветви сочетание 1 3 4(-) 5);
Усилия в ветвях колонны определим по формулам:
Расчет базы наружной ветви
Требуемая площадь плиты
(=1 α=1 ); принимаем φb=2
Rb=07 кНсм2 (бетон м150).
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда
Lтр= Апл.трВ=1911140=4777 см принимаем L=40 см
Апл=50×40=2000 см2>Апл.тр.
Среднее напряжение в бетоне под плитой ф= Nв2 Апл=160532000= 08 кНсм2.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:
при толщине траверсы 12 мм.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1 (консольный свес с=с1= 28см):
Участок 2 (консольный свес с= с2= 5 см):
Участок 3 (плита опертая на 4 стороны:ba=30273=1.12; α=0055):
Участок 4 (плита опертая на 4 стороны:ba= 27394=29> 2; α = 0125):
Принимаем для расчета Мmax= М3=396кНсм.
Ry=20.5 кНсм2- для стали Вст3кп2 толщиной 21-40 мм. Принимаем tпл=32 мм (2 мм- припуск на фрезеровку).
Расчет базы внутренней ветви
Высоту траверсы определим из условного размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ-08А d=2 мм
kf= 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле:
Принимаем hтр=31 см.
Расчет стропильной фермы
Параметры здания и нагрузки те же что в примерах компоновки и расчета рамы.
Материал стержней ферм- сталь Вст3кп2 Ry= 230 МПа=24 кНсм2 (t≤ 20 мм); материал фасонок – Вст3кп2. Элементы ферм выполнены из уголков.
Сбор нагрузок на ферму
Нагрузка от массы покрытия (за исключением веса фонаря):
Силы F0и F10 приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются. Опорные реакции:
Расчетная нагрузка s = sg = 16.
Узловые силы. Первый вариант снеговой нагрузки:
Второй вариант снеговой нагрузки:
Нагрузка от рамных моментов (табл. 12.6). Первая комбинация (сочетание 1 2 3* 4 5*): М1ma
М2соот= -4902кНм (сочетание 1 2 3 4*(-) 5);
Вторая комбинация (без учета снеговой нагрузки):
М1= -8059-(-3312) = -4747кНм; М2соот=-4902-(-3312) = -159кНм.
Нагрузка от распора рамы:
Расчет усилий в стержнях фермы
Усилия в стержнях фермы определяем раздельно для каждой нагрузки с помощью построения диаграммы Максвелла-Кремоны.
При вычерчивании схемы фермы за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Сумма привязок осей поясов таврового сечения к их внешним граням можно принять равной 100 мм. Для симметричных нагрузок (постоянная и снеговая) достаточно построить диаграммы усилий только для половины фермы. Строим диаграмму усилий от постоянной и снеговой нагрузок. Максимальные усилия в стержнях фермы от снеговой нагрузки получаются при первом варианте загружения. По второму варианту определим только усилия в стойках. Эти усилия равны узловым нагрузкам.
Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие величины моментов и суммируются. Для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечом равным расчетной высоте фермы на опоре:
Вертикальные опорные реакции фермы равны:
Подбор и проверка сечений стержней фермы
Подбор сечений стержней фермы проводится по требуемой площади:
- для сжатых элементов.
Принимаем λ= 60 (для поясов) и λ= 100 (для решетки).
Требуемая площадь для растянутых элементов:
Подбираем сечения из равнополочных уголков.
Расчетные усилия в стержнях ферм
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от снеговой нагрузки
Усилия от опорных моментов
Усилия от распора рамы
*По второй комбинации моментов и распоров
**По второму варианту снеговой нагрузки
NAn ≤ R×(γcγn) кНсм2
В стадии монтажа λy=1460793=184 [λ] = 220
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Cв-08Г2Cd=14 2 мм kf ma
Rwf = 215 кНсм2;Rwz = 165 кНсм2;
fRwf = 09215 = 193 МПа;
zRwz = 045105370= 175 МПа.
Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления.Длина сварных швов определяется по формуле:

Дзуцев ТМ КР по металличеким конструкциям2010.dwg

Кафедра строительных конструкций
М 1:200nМ 1:50nМ 1:25
План балочной клетки
Отправочный элемент сварной балки
Толщина настила t=10мм
СПЕЦИФИКАЦИЯ СТАЛИ НА ОТПРАВОЧНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Условные обозначения
Болт нормальной точности
Заводской сварной шов
Монтажный сварной шов
Примечаниеnnq*;n1.Материал конструкций сталь марок ВСт3сп5-1 по ГОСТ 380-71 бетон марки 150;nn2.Болты нормальной прочности №24;nn3.Отверстия d=27мм;nn4.Катеты угловых швов Kш=61012мм;nn5.Поясные швы отправочных элементов Б1К1 выполнять автоматической сваркой прочие заводские швы - полуавтоматической сваркой.nn6.Вертикальные связи крепить к колоннам по монтажной сварке.
Итого общий вес конструкций с учетом сварных швов 96204.8кг
Цифрами обозначенnпорядок наложенияnмонтажных швов

авсарагову.doc

Компоновка балочной клетки 2
2 Расчёт листового несущего настила 2
Расчёт нормального типа балочной клетки 3
1 Расчёт балки настила 3
1.1 Определение нагрузки на балку настила 3
1.2 Определение внутренних усилий в балке настила 3
1.3 Подбор сечения балки настила 3
1.4 Проверки жёсткости принятого сечения балки настила 4
2 Расчёт усложненного типа балочной клетки 4
2.1 Определение нагрузки на балку настила. 4
2.2 Определение внутренних усилий балки настила. Подбор сечения 4
2.3 Определение нагрузки на вспомогательную балку. 5
2.4 Определение внутренних усилий вспомогательной балки. Подбор
2.5 Проверка жёсткости принятого сечения 5
Расчёт и конструирование сварных составных балок 6
1 Сбор нагрузки на главную балку 6
2 Определение внутренних усилий в главной балке 7
3 Подбор сечения главной балки 7
4 Изменение сечения главной балки по длине 9
4.1 Проверка прочности балки 11
4.2 Проверяем общую устойчивость балки 11
4.3 Проверка прогиба балки 12
5 Проверка местной устойчивости стенки и конструирование ребер жесткости
6 Расчет поясных швов сварной балки. 14
7 Укрупнительные стыки балок 14
8 Конструирование стыка на монтажной сварке 14
9 Расчет опорного ребра главной балки. 15
Расчет и конструирование колонны 15
1 Расчетная схема. Расчетная длина 15
2 Подбор сечения сквозной колонны 16
3 Конструирование и расчет оголовка и базы центрально – сжатой колонны
Ошибка! Закладка не определена.
3.1 Расчет оголовка сквозной колонны 17
3.2 Расчет базы сквозной колонны 17
Список используемой литературы 20
Компоновка балочной клетки
Шаг колонн в продольном направлении А=10 м.
Шаг колонн в поперечном направлении В=8 м.
Габариты площадки в плане 40х24
Полезная равномерно распределённая нагрузка Р=188 кНм2
Балочной клеткой называется система несущих балок с уложенным по ним
Различаются три типа балочной клетки: упрощённый нормальный и
Выбор типа балочной клетки связан с вопросом о сопряжении балок между собой
по высоте. В связи с этим различают следующие опирания балок – этажное в
одном уровне пониженное.
Основные размеры рабочей площадки в плане и по высоте здания обычно
оговариваются в технологическом задании на проектирование исходя из
требований размещения оборудования и функционального процесса.
В балочной клетке усложнённого типа балки настила устанавливаются на
вспомогательные (второстепенные) балки опирающиеся на главные балки.
На балки настила укладывается настил обычно стальной. Главные балки
опираются на колонны и располагаются вдоль больших расстояний между
2 Расчёт листового несущего настила
Принимаю [pic]= 10мм
Сила растягивающая настил равна:
Расчетная толщина углового шва прикрепляющего настил к балкам равна:
[pic]2.37(09[pic]1[pic]18)=015мм
Собственный вес 1м2 настила равен qн=785*1=78.5 кг или 0785 кНм2
Вид нагрузки Нормативная Коэффициент Расчётная нагрузка
нагрузка кнм2 надёжности по
- вес настила 0 785 105 082425
Временная 16.2 1 1944
Расчёт нормального типа балочной клетки
По статической схеме балки в системе балочной клетки принимаются
разрезными шарнирно опёртыми.
По типу сечения балки настила и вспомогательные балки как правило
выполняют из прокатных двутавров по ГОСТ 8239-72*.
Рассмотрим два варианта компоновки балочной площадки: первый -
нормальный тип (рис 1а) второй – усложненный тип (рис 1б).
1 Расчёт балки настила
1.1 Определение нагрузки на балку настила
qнбн=(P+qн)a=(188+0785)098=1919 кНм=019 кНсм
qрбн=(Pγf1 +qнγf2)a=(18812+019105)098=2201 кНм=022 кНсм
1.2 Определение внутренних усилий в балке настила
[pic]=[pic]= 17608 кНм=17608 кНсм
1.3 Подбор сечения балки настила
Марка стали ВСт3Кп2 (С235)
Ry=225 МПа – расчётное сопротивление стали
с=11 – коэффициент учитывающий возможность развития пластических
По сортаменту подбираем двутавр № 36 с расчётными характеристиками:
Wx=743см3 Jx=13380см4 h=36см b=145см gбн=486 кгм
1.4 Проверки жёсткости принятого сечения балки настила
[pic][pic]367 53 (l250) – условие выполнено
Определяем расход металла на 1 м[pic] перекрытия:
Настил: 1[pic]785=78.5 кгм[pic]
Балка настила:ga=48.6096=50625кгм[pic]
5+50625=12912 кгм[pic]=1.29кН м[pic]
2 Расчёт усложненного типа балочной клетки
2.1 Определение нагрузки на балку настила.
Равномерно распределённая нормативная нагрузка:
qнбн=(P+qн)b=(188+0.785)088=1723 кНм=0172 кНсм
Равномерно распределённая расчётная нагрузка
qрбн=(Pγf1 +qнγf2)b=(18812+0785105)088=2057 кНм=02057 кНсм
2.2 Определение внутренних усилий балки настила. Подбор сечения
[pic]=[pic]=257125 кНсм
Требуемый момент сопротивления
Подбираем двутавр № 45 с расчётными характеристиками:
Wx=101 см3 Jx=2789 см4 h=45 см gвб=665 кгм
[pic][pic]57 6.88 (l250) – условие выполнено
2.3 Определение нагрузки на вспомогательную балку.
Эквивалентная равномерно распределённая нормативная нагрузка:
[pic]=(P+qн)b=(16Ю2+0785+0.2731.111)4.666=80.4 кНм=0804кНсм
Эквивалентная равномерно распределённая расчётная нагрузка
[pic]=(Pγf1 +qнγf2)b=(16.212+(0785+0.2731.111)105)4.666=95.76
2.4 Определение внутренних усилий вспомогательной балки. Подбор сечения
[pic]=[pic]=1197кНм=119700 кНсм
Подбираем двутавр № 70б с расчётными характеристиками:
Wx=5010 см3 Jx=175370 см4 h=70 см b=21 см gвб=184 кгм
2.5 Проверка жёсткости принятого сечения
[pic][pic]2.9 4(l250) – условие выполнено
Рис. 2. К определению площади смятия стенки.
Проверяем условие применимости
Фактическое отношение [p 5.29 56 – общая устойчивость
вспомогательной балки обеспечена
По варианту два суммарный расход материала равен:
(78.5+27.31.111+1844..666)=142.5
По расходу металла выбираем второй вариант компоновки балочной клетки -
Расчёт и конструирование сварных составных балок
Главные балки балочных клеток проектируют составными из листовой
стали по ГОСТ 82-70*. Соединение листов осуществляется сваркой или
заклёпками. Большинство используемых составных балок – сварные клёпаные
балки применяются в основном при тяжёлой подвижной нагрузке так как в этих
условиях они значительно надёжнее сварных. В обычных условиях сварные балки
1 Сбор нагрузки на главную балку
Эквивалентная нормативная погонная нагрузка на главную балку
[pic]=(P+qн)l=102(188+083)8=16018 кНм
Эквивалентная погонная расчётная нагрузка на главную балку
[pic]=(Pγf1 +qнγf2)l=102(18812+083105)8=1912 кНм
2 Определение внутренних усилий в главной балке
Рис. 3.2. Распределение нагрузки на главную балку
[pic][pic]2390 кНм=239000 кНсм
3 Подбор сечения главной балки
Сечение главной балки назначается в зависимости от величины требуемого
момента сопротивления сечения. Материал-сталь Вст3сп5-1 с Ry=240 МПа и
Определяем высоту сечения главной балки.
Строительная высота: hстр = h – hб -tнаст = 160-39 – 08 = 1232см
Оптимальная высота балки: hопт=[pic][pic]10193 см
Минимальная высота балки при условии что предельный относительный прогиб
Окончательно высоту главной балки h не менее hmin . Принимаем h=123 см.
Рассчитываем и конструируем стенку главной балки.
Из условия прочности стенки на срез tw=[pic]=86 мм
Задаёмся предварительной толщиной поясов tf =2 см.
Определяем высоту стенки hw=123-22=119 см.
Проверка необходимости постановки продольных ребер
Сравнивая полученные толщины стенки видим что принятая толщина 12мм может
быть оставлена без изменений т.к. она удовлетворяет условиям прочности на
действие касательных напряжений и не требует укрепления продольными ребрами
Рассчитываем и конструируем пояса главной балки. Определяем требуемый
момент инерции поясов:
[pic]=[pic]=498635 см4
Требуемая площадь сечения поясов при h0=h-tп=120-20=118 см:
Принимаю пояса из универсальной стали 330*20мм с А = 116 см2 что
составляет bfh = 13.15 и удовлетворяет условию 13 – 15
Проверяем местную устойчивость пояса при hст=h0 =146 см:
bef tf =(33-1) 2*2 = 8 011*1181=1298 0.5[pic]= 14.65 – устойчивость
Проверяем несущую способность балки.
Для подобранного сечения главной балки вычисляем геометрические
Момент инерции относительно оси х-х:
[pic]=[pic]6695419 см4
где Jст =1404299 см4 - момент инерции стенки; Jп =529112 см4 - момент
Момент сопротивления сечения балки относительно оси х-х:
[pic][pic]11159032 см3
Принятое сечение главной балки проверяем на прочность по нормальным
напряжениям. Значение сх определяем в зависимости от отношения Af Aw =
116=056 путем интерполяции сх=1114.
[pic][pic]2244 кНсм2 ≤ 23 - прочность балки обеспечена.
Подбор сечения балки удовлетворяет проверке прочности и не имеет
недонапряжения более 5%. Проверку прогиба балки делать не нужно так как
принятая высота сечения больше мин. И регламентированный прогиб будет
Рис. 3.3 Подбор сечения балки
4 Изменение сечения главной балки по длине
Рис. 3.4 Изменение сечения по длине балки
Место изменения сечения главной балки находится на расстоянии
х=(16)l(( =(16)(10=166 м=166 см.
Определяем внутренние расчетные усилия в месте изменения сечения:
[pic] где х=(16)[pic].
М1= (1913166(10-166))2=132352 кНм =132352кНсм;
[pic]=1912(102-166)=638608 кН
Определяем требуемые геометрические характеристики уменьшенного
где Rwy - расчетное сопротивление сварного стыкового шва растяжению
W1тр=1323521955=67699 см3;
[pic]= 676991202=406194 см4.
Вычисляем ширину уменьшенного пояса учитывая рекомендации:
bf1 > 110h; bf1 > 18 см.
bf1 > 1 10148=14.8 см; bf1 > 18 см.
Требуемый момент инерции уменьшенных поясов:
[pic]=406194-1404299=2657641 см4.
Требуемая площадь сечения уменьшенных поясов:
[pic] = 226576411182 =3817 см2.
Ширина уменьшенного пояса:
Принимаем пояса из универсальной стали 200*20 с А=40см2
Окончательные размеры уменьшенного сечения:
h=120 см hст =118 см tст=10 см bf1=20 см tп =20 см.
Вычисляем геометрические характеристики уменьшенного сечения
[pic]= 24189099120=698183 см3.
Проверяем прочность сварного стыкового шва в месте изменения сечения.
[pic]=132352698183=1895 кНсм2 08523=1955 кНсм2.
4.1 Проверка прочности балки
Проверяем напряжения в поясах в середине балки:
[pic][pic]224 кНсм2 ≤ 23
Проверяем максимальное касательное напряжения в стенке на опоре балки:
[pic]956[pic]3503764189099[pic]086=799
Статический момент полу сечения балки
Проверяем местные напряжения в стенке под балками настила
Где F [pic]соответственно:
F=[pic]- опорные реакции балок настила
[pic] - длина передачи нагрузки на стенку балки.
Проверяем приведенные напряженные в месте изменения сечения:
где [pic]- нормальные напряжения в уровне поясных швов [pic]-
касательные напряжения в уровне поясных швов Sf1- статический момент
Прочность балки в месте изменения сечения обеспечена.
4.2 Проверяем общую устойчивость балки
Вместе действия максимальных нормальных напряжений:
в середине пролета балки:1[pic] 12033[pic]3636 и
в месте уменьшенного сечения балки
Обе проверки показали что общая устойчивость пояса обеспечена.
4.3 Проверка прогиба балки
Не производиться так как принятая высота балки больше минимальной.
Проверка устойчивости сжатого пояса производиться в месте максимальных
нормальных напряжений в нем- в середине пролета балки где возможны
пластические деформации.
Проверка показал что местная устойчивость пояса обеспечена.
Толщина стенки назначалась из условия укрепления ее только поперечными
С целью выяснения необходимости проверки местной устойчивости стенки
определяем ее условную гибкость и проверяем выполнения условия:
[pic]- местная устойчивость стенки не обеспечена требуется
Определяем длину зоны использования пластических деформаций в стенке:
Проверка выполняется для отсека (участка стенки между двумя соседними
ребрами жесткости) в котором стенка испытывает одновременное воздействие
нормальных и касательных напряжений.
Определяем средние значения М и Q:
Определяем и - соответственно нормальное и касательное напряжения
действующие в рассматриваемом сечении отсека определяемые по формулам:
[pic]3204 кНсм2 [pic]339кНсм2
[pic] и [pic] - критические значения нормальных и касательных
напряжений вычисляемые по формулам:
Коэффициент ссr следует принимать в соответствии со СНиП [4] для сварных
балок по табл. 3.2 предварительно определив коэффициент [pic] по формуле:
где h0 = hст; bf и tf –соответственно ширина и толщина сжатого пояса балки.
[pic]209 => ссr=2583
[pic]= 2583(234042 = 364 кНсм2 [pic]=404
[pic]=103[pic]1121кНсм2
[pic]- условие устойчивости выполняется γ=1
Постановка ребер на расстоянии 232см возможна
6 Расчет поясных швов сварной балки.
Определяем размер шва в сечении х=10см на приопорном участке где
сдвигающая сила максимальна:
При толщине свариваемых деталей 20мм минимальный катет шва = 7мм > 1мм
Принимаем катет шва = 7мм.
7 Укрупнительные стыки балок
Из соображений удобства доставки с завода изготовителя на монтажную
площадку тем или иным видом транспорта главная балка может быть изготовлена
в виде двух-трех отправочных элементов а на монтажной площадке собрана с
помощью укрупнительного стыка.
Чтобы получить два одинаковых отправочных элемента укрупнительный
стык обычно устраивают в середине пролета.
8 Конструирование стыка на монтажной сварке
Сварной укрупнительный стык конструируют таким образом чтобы сжатый
пояс и стенка стыковались прямым швом и растянутый пояс - косым под углом
0 . Такой стык при правильном выборе сварочных материалов будет
равнопрочным основному сечению балки и может не рассчитываться.
Чтобы уменьшить сварочные напряжения сначала сваривают поперечные
стыковые швы стенки и поясов имеющие наибольшую поперечную усадку.
Оставленные не заваренными на заводе участки поясных швов длиной около
0мм дают возможность поясным листам несколько вытянуться при усадке швов.
Последними заваривают угловые швы имеющие небольшую продольную
Рис. 3.8 Укрупнительный стык на монтажной сварке: а - разделка кромок и
указание последовательности наложения сварных швов; б - вид стыка после
9 Расчет опорного ребра главной балки.
Определяем площадь смятия торца ребра:
Принимаем ребро размерами 200*14мм [pic]=20*14=28см[pic]> 27 см[pic]
Проверяем опорную стойку балки на устойчивость относительно оси z. Ширина
участка стенки включенной в работу опорной стойки:
Определяю катет сварных швов:
Принимаю [pic]=7мм.Проверяем длину рабочей части шва
Ребро приваривается к стенке по всей высоте сплошными швами.
Расчет и конструирование колонны
Усилие в центрально сжатой колонне можно принять равным сумме
опорных реакций балок с учетом их собственного веса (массы).
Усилие определяется по формуле:
N = n(P + 05(G(n где n – число балок опирающихся на
колонну Р – реакция одной балки .
1 Расчетная схема. Расчетная длина
Расчетную схему принимаем с шарнирным закреплением вверху и
жёстким внизу колонны. Расчетная длина колонны определяется в зависимости
от принятой расчетной схемы по формуле:
Lкол = ·l=0.6*804=563м
2 Подбор сечения сплошной колонны
Расчет центрально сжатых элементов на устойчивость в
соответствии с п.5.3(4) выполняется по формуле:
[pic] где N – внутреннее продольное усилие в колонне φ –
коэффициент продольного изгиба по таблице 72 [4] А – площадь поперечного
сечения стержня Ry= 235 кНсм2 – расчетное сопротивление стали γс = 1 –
коэффициент условий работы .
Принимаем двутавровое сечение стержня колонны сваренным из трех
листов. Используя условие устойчивости получаем :
Требуемые радиусы инерции:
[pic] где φ = 0654 и устанавливаем по таблице 72 [4]
соответствующую ему гибкость λ = 80
Bтр=[pic]а2=7030.24=2929
Принимаем сечение полки равное 300*14.
Вычисляем гибкость относительно оси х-х :
λ х =lкол ix=563718=7841.
Коэффициент продольного прогиба φ берем из таблицы: φ=07
Проверяем устойчивость колонны относительно материальной оси х-х:
[pic]2237кНсм2 235 кНсм2
Недонапряжение [pic]
Устойчивость обеспечена. Недонапряжение в пределах нормы.
314=1021 ; (0.36+0.1*2.62) [pic]=18.59
Расчеты показали что стенка и полка удовлетворяют требования устойчивости.
3.1 Расчет оголовка сквозной колонны
Давление от вышележащих конструкций (балок) передается на стержень колонны
через опорную плиту толщиной 20 мм и вертикальную траверсу.
Толщину траверсы определяем из расчета на смятие под опорной плитой:
Rсм- расчетное сопротивление смятию
Принимаем толщину траверсы в соответствии с сортаментом на листовую сталь:
Высоту траверсы находим из расчета сварных швов для крепления ее к
Катет шва ( kf ) назначаем 12мм.
Расчетная длина шва;
Верхний конец колонны фрезеруем поэтому швы для крепления
опорной плиты к колонне принимаем конструктивно с минимальным катетом kf=7
Для увеличения жесткости траверса и укрепление от потери
устойчивости стенок колонны в местах передали больших сосредоточенных
нагрузок к нижнему концу траверсы приваривается горизонтальное ребро.
Размер ребра назначаем 42х2 см
3.2 Расчет базы сплошной колонны
Требуемая площадь плиты из условия смятия бетона под плитой:
Апл=NRпр ([pic]= 191207(12 =227619 см2
По предварительному значению [pic] принимаем плиту размером 480х480 и
фундамент под нее 600х600
Уточняем коэффициент [pic]:
Плита загружена снизу равномерным отпорным давлением фундамента равным
напряжению под плитой :
Участок 1 (опирание по четырем кантам).
Стороны участка: а = 12934 мм b = 230 мм bа =177 => ( = 0055
M1 = ((q(a2 где ( - определяется по таблице 3 (2) q – линейная
распределенная нагрузка на условную балочку:
q = ((1 = 0.82(1 = 082 кНсм
М1 = 0055(082(24.42 = 2685 кН(см
Участок 2 (консольный).Плита работает как консоль
Изгибающий момент для консольной балочки пролетом 14 мм
М2 =q(l22 = 082[pic] 1422=8036 кН(см
Участок 3 не проверяем так как он имеет меньший консольный свес.
Максимальный изгибающий момент возникает на первом участке и равен
Принимаем толщину плиты в соответствии с сортаментом на листовую сталь
Коэффициенты учитывающие глубину проплавления: ш = 07 с = 1
Расчет сварного шва выполняем по сечению проходящему по границе
Расчетная длинна шва:
Принимаю высоту траверсы 40см. Проверяю прочность траверсы как балки с
Швы удовлетворяют условиям прочности при расчете суммарной длины швов с
каждой стороны шва не учитывалось по 1см на непровар. Приварку торца
колонны к плите выполняем конструктивными швами kf = 6 мм
Список используемой литературы
Беленя Е.И. Металлические конструкции. – М.: Стройиздат 1985.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. – М.:
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. нормы проектирования.
Дополнения. Разд. 10. Прогибы и перемещения. – М.: 1988.
СНиП 2-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. – М.:
Мандриков А.О. Примеры расчёта металлических конструкций. – М.:

Тибилов А.А. Металлические конструкции пром здание 2 семестр.dwg

Общая масса конструкций на данный монтажный план : 82293 кг
Схема связей по верхним поясам ферм М1:400
Схема связей по колоннам М1:400
Схема связей по нижним поясам ферм М1:400
Поперечный разрез М1:200
Материал конструкций - сталь марок: Вст3пс6 и Вст3кп2 по ГОСТ 380-71*nn2. Сварку производить электродами Э-42nn3. Все швы кроме оговоренных hш =6мм
Отправочный элемент стропильной фермы Ф-1 М1:25
Геометрическая схема фермы М1:100n(размеры усилия)
Спецификация металла Вст3пс6-1
Стык нижнего пояса М1:100
отверстия для болтов
болты нормальной точности
монтажный сварной шов
заводской сварной шов
Условные обозначения
Стык верхнего пояса М1:100
Стальной каркас одноэтажного промышленного здания
:400 n1:200n1:50n1:20
Материал конструкций.сталь марок ВСт3пс6-1ВСт3пс6марки 150
Катет угловых швов К=6ммкроме оговоренных.
Cварка полуавтоматическая и ручная электродами типа Э-42.
Болты нормальной точности М20
Соединительные прокладки ставить на равных расстояниях.
Заводские швы выполнить полуавтоматической сваркой в среде СО2

Пояснительная записка.docx

TOC o "1-3" h z u Содержание PAGEREF _Toc215888291 h - 1 -
Компоновка балочной клетки PAGEREF _Toc215888292 h - 2 -
1 Общие сведения PAGEREF _Toc215888293 h - 2 -
2 Расчёт листового несущего настила PAGEREF _Toc215888294 h - 2 -
Расчёт нормального типа балочной клетки PAGEREF _Toc215888295 h - 3 -
1 Расчёт балки настила PAGEREF _Toc215888296 h - 3 -
1.1 Определение нагрузки на балку настила PAGEREF _Toc215888297 h - 3 -
1.2 Определение внутренних усилий в балке настила PAGEREF _Toc215888298 h - 3 -
1.3 Подбор сечения балки настила PAGEREF _Toc215888299 h - 3 -
1.4 Проверки жёсткости принятого сечения балки настила PAGEREF _Toc215888300 h - 4 -
2 Расчёт усложненного типа балочной клетки PAGEREF _Toc215888301 h - 4 -
2.1 Определение нагрузки на балку настила. PAGEREF _Toc215888302 h - 4 -
2.2 Определение внутренних усилий балки настила. Подбор сечения PAGEREF _Toc215888303 h - 5 -
2.3 Определение нагрузки на вспомогательную балку. PAGEREF _Toc215888304 h - 5 -
2.4 Определение внутренних усилий вспомогательной балки. Подбор сечения PAGEREF _Toc215888305 h - 5 -
2.5 Проверка жёсткости принятого сечения PAGEREF _Toc215888306 h - 5 -
2.6 Вывод. PAGEREF _Toc215888307 h - 6 -
Расчёт и конструирование сварных составных балок PAGEREF _Toc215888308 h - 6 -
1 Сбор нагрузки на главную балку PAGEREF _Toc215888309 h - 6 -
2 Определение внутренних усилий в главной балке PAGEREF _Toc215888310 h - 7 -
3 Подбор сечения главной балки PAGEREF _Toc215888311 h - 7 -
4 Изменение сечения главной балки по длине PAGEREF _Toc215888312 h - 10 -
4.1 Проверка прочности балки PAGEREF _Toc215888313 h - 11 -
4.2 Проверяем общую устойчивость балки PAGEREF _Toc215888314 h - 12 -
4.3 Проверка прогиба балки PAGEREF _Toc215888315 h - 12 -
5 Проверка местной устойчивости стенки и конструирование ребер жесткости PAGEREF _Toc215888316 h - 12 -
6 Расчет поясных швов сварной балки. PAGEREF _Toc215888317 h - 13 -
7 Укрупнительные стыки балок PAGEREF _Toc215888318 h - 14 -
8 Конструирование стыка на монтажной сварке PAGEREF _Toc215888319 h - 14 -
9 Расчет опорного ребра главной балки. PAGEREF _Toc215888320 h - 15 -
Расчет и конструирование колонны PAGEREF _Toc215888321 h - 16 -
1 Расчетная схема. Расчетная длина PAGEREF _Toc215888322 h - 16 -
2 Подбор сечения сквозной колонны PAGEREF _Toc215888323 h - 16 -
3 Конструирование и расчет оголовка и базы центрально – сжатой колонны PAGEREF _Toc215888324 h - 18 -
3.1 Расчет оголовка сквозной колонны PAGEREF _Toc215888325 h - 18 -
3.2 Расчет базы сквозной колонны PAGEREF _Toc215888326 h - 19 -
Список используемой литературы PAGEREF _Toc215888327 h - 20 -
Компоновка балочной клетки
Шаг колонн в продольном направлении А=14 м.
Шаг колонн в поперечном направлении В=6.5 м.
Габариты площадки в плане 3Ах2B
Полезная равномерно распределённая нагрузка Р=7.5 кНм2
Материал конструкций: сталь марки ВСт3Кп (С235)
Балочной клеткой называется система несущих балок с уложенным по ним настилом.
Различаются три типа балочной клетки: упрощённый нормальный и усложнённый.
Выбор типа балочной клетки связан с вопросом о сопряжении балок между собой по высоте. В связи с этим различают следующие опирания балок – этажное в одном уровне пониженное.
Основные размеры рабочей площадки в плане и по высоте здания обычно оговариваются в технологическом задании на проектирование исходя из требований размещения оборудования и функционального процесса.
В балочной клетке усложнённого типа балки настила устанавливаются на вспомогательные (второстепенные) балки опирающиеся на главные балки.
На балки настила укладывается настил обычно стальной. Главные балки опираются на колонны и располагаются вдоль больших расстояний между колоннами.
2 Расчёт листового несущего настила
Сила растягивающая настил равна:
Расчетная толщина углового шва прикрепляющего настил к балкам равна:
Собственный вес 1м2 настила равен qн=785*06=47.1 кг или 047 кНм2
Нормативная нагрузка кнм2
Коэффициент надёжности по нагрузке γf
Расчёт нормального типа балочной клетки
По статической схеме балки в системе балочной клетки принимаются разрезными шарнирно опёртыми.
По типу сечения балки настила и вспомогательные балки как правило выполняют из прокатных двутавров по ГОСТ 8239-72*.
Рассмотрим два варианта компоновки балочной площадки: первый - нормальный тип (рис 1а) второй – усложненный тип (рис 1б).
1 Расчёт балки настила
1.1 Определение нагрузки на балку настила
qнбн=(P+qн)a=(7.5+047)1.27=10.1 кНм=0101 кНсм
qрбн=(Pγf1 +qнγf2)a=(7.512+047105)1.27=12.06 кНм=012 кНсм
1.2 Определение внутренних усилий в балке настила
1.3 Подбор сечения балки настила
Марка стали ВСт3Кп (С235)
Ry=230 МПа – расчётное сопротивление стали
с=11 – коэффициент учитывающий возможность развития пластических деформаций
По сортаменту подбираем двутавр № 24 с расчётными характеристиками:
Wx=289см3 Jx=3460см4 h=24см b=11.5см gбн=27.3 кгм
1.4 Проверки жёсткости принятого сечения балки настила
26 (l250) – условие не выполнено
По сортаменту подбираем двутавр № 27 с расчётными характеристиками:
Wx=371см3 Jx=5010см4 h=27см b=12.5см gбн=31.5 кгм
27 26 (l250) – условие выполнено
Определяем расход металла на 1 м перекрытия:
Настил: 06 785=47.1 кгм
Балка настила:ga=31.51.27=24.8кгм
1+24.8=71.9 кгм=0.72кН м
2 Расчёт усложненного типа балочной клетки
2.1 Определение нагрузки на балку настила.
Равномерно распределённая нормативная нагрузка:
qнбн=(P+qн)b=(7.5+047)0.93=7.4 кНм=0074 кНсм
Равномерно распределённая расчётная нагрузка
qрбн=(Pγf1 +qнγf2)b=(7.512+047105)0.93=8.81 кНм=0088 кНсм
2.2 Определение внутренних усилий балки настила. Подбор сечения
Требуемый момент сопротивления
Подбираем двутавр № 16 с расчётными характеристиками:
Wx=109 см3 Jx=873 см4 h=160 см gвб=159 кгм
6 1.88 (l250) – условие не выполнено
Подбираем двутавр № 18 с расчётными характеристиками:
Wx=143 см3 Jx=1290 см4 h=18см gвб=18.4 кгм
77 1.88 (l250) – условие выполнено
2.3 Определение нагрузки на вспомогательную балку.
Эквивалентная равномерно распределённая нормативная нагрузка:
=(P+qн)b=(7.5+047+0.1840.93)4.7=38.4 кНм=038кНсм
Эквивалентная равномерно распределённая расчётная нагрузка
=(Pγf1 +qнγf2)b=(7.512+(047+01840.93)105)4.7=45.6 кНм
2.4 Определение внутренних усилий вспомогательной балки. Подбор сечения
==240.82кНм=24082 кНсм
Подбираем двутавр № 40 с расчётными характеристиками:
Wx=953 см3 Jx=19064 см4 h=40 см b=15.5 см gвб=57 кгм
2.5 Проверка жёсткости принятого сечения
27 26(l250) – условие выполнено
Рис. 2. К определению площади смятия стенки.
Проверяем условие применимости
Фактическое отношение ; 5.9 599 – общая устойчивость вспомогательной балки обеспечена
По варианту два суммарный расход материала равен:
(47.1+18.40.93+574.7)=79
По расходу металла выбираем первый вариант компоновки балочной клетки - нормальный.
Расчёт и конструирование сварных составных балок
Главные балки балочных клеток проектируют составными из листовой стали по ГОСТ 82-70*. Соединение листов осуществляется сваркой или заклёпками. Большинство используемых составных балок – сварные клёпаные балки применяются в основном при тяжёлой подвижной нагрузке так как в этих условиях они значительно надёжнее сварных. В обычных условиях сварные балки более экономичны.
1 Сбор нагрузки на главную балку
Эквивалентная нормативная погонная нагрузка на главную балку
=(P+qн)l=102(7.5+0.72)6.5=54.5 кНм=0.54 кНсм
Эквивалентная погонная расчётная нагрузка на главную балку
=(Pγf1 +qнγf2)l=102(7.512+00.72105)6.5=64.7 кНм=0.67 кНсм
2 Определение внутренних усилий в главной балке
Рис. 3.2. Распределение нагрузки на главную балку
85.15 кНм=158515 кНсм
3 Подбор сечения главной балки
Сечение главной балки назначается в зависимости от величины требуемого момента сопротивления сечения
Определяем высоту сечения главной балки.
Строительная высота: hстр = hстр пер - hнаст б- tнаст - = 180 – 27 – 0.6 – 10 = 142см
Оптимальная высота балки: hопт=95.5 см
Минимальная высота балки при условии что предельный относительный прогиб балки
Окончательно высоту главной балки h не менее hmin и кратной 10 см. В нашем случае целесообразно принять h=110 см.
Рассчитываем и конструируем стенку главной балки.
Из условия прочности стенки на срез tw==0.4 см где Rs=058Ry=05823=1334 кНсм2
Задаёмся предварительной толщиной поясов tf =2 см.
Определяем высоту стенки hw=110-22=106 см.
Проверка необходимости постановки продольных ребер
Сравнивая полученные толщины стенки видим что принятая толщина 10мм может быть оставлена без изменений т.к. она удовлетворяет условиям прочности на действие касательных напряжений и не требует укрепления продольными ребрами жесткости.
Рассчитываем и конструируем пояса главной балки. Определяем требуемый момент инерции поясов:
Требуемая площадь сечения поясов при h0=h-tп=110-20=108 см:
Принимаю пояса из универсальной стали 240*20мм с А = 48см2 что составляет bfh = 14.58 и удовлетворяет условию 13 – 15
Проверяем местную устойчивость пояса при hст=h0 =108 см:
bef tf =(24-1) 2*2 = 5.75 0.5= 14.96 – устойчивость свесов обеспечена.
Для подобранного сечения главной балки вычисляем геометрические характеристики:
Момент инерции относительно оси х-х: =379187 см4
где Jст =376729 см4 - момент инерции стенки; Jп =1198272 см4 - момент инерции поясов.
Момент сопротивления сечения балки относительно оси х-х:
Принятое сечение главной балки проверяем на прочность по нормальным напряжениям. Значение сх определяем в зависимости от отношения Af Aw = 9762160=061 путем интерполяции сх=1109.
98 кНсм2 ≤ 23 - прочность балки обеспечена.
Жёсткость главной балки не проверяем так как принятая высота сечения h=110 см hmin=109 см что гарантирует прогиб в пределах норм.
Рис. 3.3 Подбор сечения балки
4 Изменение сечения главной балки по длине
Рис. 3.4 Изменение сечения по длине балки
Место изменения сечения главной балки находится на расстоянии
х=(16)l =(16)14=233 м=233 см.
Определяем внутренние расчетные усилия в месте изменения сечения:
М1= (64.7233(14-233))2=880 кНм =88000 кНсм;
=64.7(142-233)=302 кН
Определяем требуемые геометрические характеристики уменьшенного сечения:
где Rwy - расчетное сопротивление сварного стыкового шва растяжению Rwy=085Ry .
W1тр=8800008523=3826 см3;
= 38261102=210430 см4.
Вычисляем ширину уменьшенного пояса учитывая рекомендации:
bf1 > 110h; bf1 > 12bf ; bf1 > 18 см.
bf1 > 1 10160=16 см; bf1 > 1224=12 см; bf1 > 18 см.
Требуемый момент инерции уменьшенных поясов:
=210430-99251=111179 см4.
Требуемая площадь сечения уменьшенных поясов:
= 21111791082 =19.06 см2.
Ширина уменьшенного пояса:
Принимаем пояса из универсальной стали 180*20 с А=36см2
Окончательные размеры уменьшенного сечения:
h=110 см hст =108 см tст=10 см bf1=18 см tп =20 см.
Вычисляем геометрические характеристики уменьшенного сечения
= 99251+21820(1082)2 =309203 см4;
= 2309203110=5622 см3.
Проверяем прочность сварного стыкового шва в месте изменения сечения.
=880005622=15.6 кНсм2 08523=1955 кНсм2.
4.1 Проверка прочности балки
Проверяем напряжения в поясах в середине балки:
Проверяем максимальное касательное напряжения в стенке на опоре балки:
33348.530920310=4.9135
Статический момент полу сечения балки
Проверяем местные напряжения в стенке под балками настила
Где F соответственно:
F=- опорные реакции балок настила
- длина передачи нагрузки на стенку балки.
Проверяем приведенные напряженные в месте изменения сечения:
где - нормальные напряжения в уровне поясных швов - касательные напряжения в уровне поясных швов Sf1- статический момент уменьшенного пояса.
=880001065622110=15.1кНсм2;
=302194430920310=1.9 кНсм2;
=18201082=1944 см3;
Прочность балки в месте изменения сечения обеспечена.
4.2 Проверяем общую устойчивость балки
Вместе действия максимальных нормальных напряжений:
в середине пролета балки:1 110244.66 и 2420=1235
в месте уменьшенного сечения балки
Обе проверки показали что общая устойчивость пояса обеспечена.
4.3 Проверка прогиба балки
Не производиться так как принятая высота балки больше минимальной.
5 Проверка местной устойчивости стенки и конструирование ребер жесткости
Проверка устойчивости сжатого пояса производиться в месте максимальных нормальных напряжений в нем- в середине пролета балки где возможны пластические деформации.
Проверка показал что местная устойчивость пояса обеспечена.
Толщина стенки назначалась из условия укрепления ее только поперечными ребрами жесткости.
С целью выяснения необходимости проверки местной устойчивости стенки определяем ее условную гибкость и проверяем выполнения условия:
- местная устойчивость стенки не обеспечена требуется проверка
Определяем длину зоны использования пластических деформаций в стенке:
Проверка выполняется для отсека (участка стенки между двумя соседними ребрами жесткости) в котором стенка испытывает одновременное воздействие нормальных и касательных напряжений.
Определяем средние значения М и Q:
Определяем и - соответственно нормальное и касательное напряжения действующие в рассматриваемом сечении отсека определяемые по формулам:
и - критические значения нормальных и касательных напряжений вычисляемые по формулам:
Коэффициент ссr следует принимать в соответствии со СНиП [4] для сварных балок по табл. 3.2 предварительно определив коэффициент по формуле:
где h0 = hст; bf и tf –соответственно ширина и толщина сжатого пояса балки. = 08.
= 3285233.62 = 57.5 кНсм2 =36
- условие устойчивости выполняется γ=1
Постановка ребер на расстоянии 254см возможна
6 Расчет поясных швов сварной балки.
Определяем шва в сечении х=933см под первой от опоры балкой настила где сдвигающая сила максимальна:
= 309203cм4 ; =18201082=1944 см3; F=31.71kH
При толщине свариваемых деталей 20мм минимальный катет шва = 7мм > 1.2мм
Принимаем катет шва = 7мм.
7 Укрупнительные стыки балок
Из соображений удобства доставки с завода изготовителя на монтажную площадку тем или иным видом транспорта главная балка может быть изготовлена в виде двух-трех отправочных элементов а на монтажной площадке собрана с помощью укрупнительного стыка.
Чтобы получить два одинаковых отправочных элемента укрупнительный стык обычно устраивают в середине пролета.
8 Конструирование стыка на монтажной сварке
Сварной укрупнительный стык конструируют таким образом чтобы сжатый пояс и стенка стыковались прямым швом и растянутый пояс - косым под углом 600 . Такой стык при правильном выборе сварочных материалов будет равнопрочным основному сечению балки и может не рассчитываться.
03120325755Чтобы уменьшить сварочные напряжения сначала сваривают поперечные стыковые швы стенки и поясов имеющие наибольшую поперечную усадку. Оставленные не заваренными на заводе участки поясных швов длиной около 500мм дают возможность поясным листам несколько вытянуться при усадке швов. Последними заваривают угловые швы имеющие небольшую продольную усадку.
Рис. 3.8 Укрупнительный стык на монтажной сварке: а - разделка кромок и указание последовательности наложения сварных швов; б - вид стыка после сварки.
9 Расчет опорного ребра главной балки.
Определяем площадь смятия торца ребра:
Принимаем ребро размерами 180*8мм =18х0.8=14.4см> 12.58 см
Проверяем опорную стойку балки на устойчивость относительно оси z. Ширина участка стенки включенной в работу опорной стойки:
Определяю катет сварных швов:
Принимаю =7мм.Проверяем длину рабочей части шва
Ребро приваривается к стенке по всей высоте сплошными швами.
Расчет и конструирование колонны
Усилие в центрально сжатой колонне можно принять равным сумме опорных реакций балок с учетом их собственного веса (массы).
Усилие определяется по формуле:
N = nP + 05Gn где n – число балок опирающихся на колонну Р – реакция одной балки .
1 Расчетная схема. Расчетная длина
Расчетную схему принимаем с шарнирным закреплением вверху и жёстким внизу колонны. Расчетная длина колонны определяется в зависимости от принятой расчетной схемы по формуле:
Lкол = ·l=0.7*5.82=4.07м
2 Подбор сечения сквозной колонны
Расчет центрально сжатых элементов на устойчивость в соответствии с п.5.3(4) выполняется по формуле:
где N – внутреннее продольное усилие в колонне φ – коэффициент продольного изгиба по таблице 72 [4] А – площадь поперечного сечения стержня Ry= 245 кНсм2 – расчетное сопротивление стали γс = 1 – коэффициент условий работы .
Сечение колонны принимаем в виде 2х швелеров. Используя условие устойчивости
Требуемые радиусы инерции:
где φ = 08 и устанавливаем по таблице 72 [4] соответствующую ему гибкость λ = 60
По Атр и ixтр в сортаменте выбираем номер швеллера с близкими по значению характеристиками. Принимаю 2 швеллера № 20он имеет площадь сечения А=23.4 см2 и радиус инерции ix=8.07. Можно предположить что колонна из двух швеллеров №20 с будет устойчивой при заданной нагрузке и высоте колонны.
Геометрические характеристики сечения: А=223.4=46.8 см2; i
Вычисляем гибкость относительно оси х-х :
λ х =lкол ix=4078.07=50.7.
Коэффициент продольного прогиба φ берем из таблицы: φ=0845
Проверяем устойчивость колонны относительно материальной оси х-х:
Устойчивость обеспечена. Недонапряжение в пределах нормы.
Ширина колонны b= 2bf + a; a≥100мм; bf – ширина полки ветви.
B = 2*7.6 + 100 = 260мм.
Расстояние между центрами тяжести сечении ветви
b1 = b – 2z = 260 – 2*2.07 = 22см
Радиус инерции оси у
Iу =2(I1+A(bz)2)=2(113+23.4(222)2)=5889 см4.
Гибкость λ = 40711.22 = 36.27
Задаемся высотой планки d = 150мм = 15см и толщиной t = 1см а так же гибкостью ветви
Момент инерции планки относительно оси х
Радиус инерции относительно собственной оси
l1 = 35*2.2 = 77. Принимаю 80см.
При высоте планок 15см расстояние между осями планок
l = l1 +d = 80+15 = 95см
Приведенная жесткость
n = 10.093 = 10.7 ≥ 5 – приведенную гибкость необходимо определять по формуле
Сравниваем гибкости стержня колонны λу и λх. В нашем случае λу λх следовательно жесткость колонны обеспеченна.
3. Расчет соединительных планок.
Определим значение условной перерезывающей силы:
Qусл=027 А=027 46.8 = 12.6кН
Поперечная сила приходящаяся на одну планку равна
Изгибающий момент в планке
Планки привариваем к полкам швеллеров угловыми швами kf=7мм сварка полуавтоматическая в углекислом газе сварочной проволокой СВ-08Г2С.
Устанавливаем опасное сечение т. е. сечение по котopoмy необходимо выполнять расчет швов. Для этого необходимо сравнить произведения Rушш и Rусс
Rушш =0718=126 кНсм2
Вычисляем геометрические характеристики опасного сечения
W= kшlв26=07*0.7*1426=16 см3
А= kшlш=0.7-0.7*14= 6.86см2
касательные =FплА=27.26.86=3.96 кНсм2
нормальные =МплW=30016=18.75кНсм2
Прочность шва не обеспечена. Следовательно принимаю катет шва 10мм.
3 Конструирование и расчет оголовка и базы центрально – сжатой колонны
3.1 Расчет оголовка сквозной колонны
Давление от вышележащих конструкций (балок) передается на стержень колонны через опорную плиту толщиной 20 мм и вертикальную траверсу.
Толщину траверсы определяем из расчета на смятие под опорной плитой:
Rсм- расчетное сопротивление смятию
Принимаем толщину траверсы в соответствии с сортаментом на листовую сталь: tтр=20 мм.
Высоту траверсы находим из расчета сварных швов для крепления ее к стенке.
Катет шва ( kf ) назначаем 12мм.
Расчетная длина шва;
Верхний конец колонны фрезеруем поэтому швы для крепления опорной плиты к колонне принимаем конструктивно с минимальным катетом kf=7 мм .
Для увеличения жесткости траверса и укрепление от потери устойчивости стенок ветвей колонны в местах передали больших сосредоточенных нагрузок к нижнему концу траверсы приваривается горизонтальное ребро. Размер ребра назначаем 26 х 1 см
3.2 Расчет базы сквозной колонны
Требуемая площадь плиты из условия смятия бетона под плитой:
Апл=NRпр = 907.50712 =1081 см2
Где N=334628кН+(2 1075665)кг=334628+143=336058кН
По предварительному значению принимаем плиту размером 400х400 и фундамент под нее 600х600.
Уточняем коэффициент :
Плита загружена снизу равномерным отпорным давлением фундамента равным напряжению под плитой :
Участок 1 (опирание по четырем кантам).
Стороны участка: а = 200 см b = 26 см bа =1.3 => = 0069 M1 = qa2 где - определяется по таблице 3 (2) q – линейная распределенная нагрузка на условную балочку:
q = 1 = 041 = 04 кНсм
М1 = 0069067202 = 11 кНсм
Участок 2 (консольный). 70200 = 0.35 0.5 – плита работает как консоль
Изгибающий момент для консольной балочки пролетом 70 мм
М2 =ql22 = 04 72= 9.8 кНсм
Участок 3 (консольный). 90400 = 0.225 0.5 – плита работает как консоль
Изгибающий момент для консольной балочки пролетом 90 мм
М2 =ql22 = 04 92= 16.2 кНсм
Максимальный изгибающий момент возникает на третьем участке и равен 16.2кНсм.
Принимаем толщину плиты в соответствии с сортаментом на листовую сталь tпл = 22мм
Коэффициенты учитывающие глубину проплавления: ш = 07 с = 1
Расчет сварного шва выполняем по сечению проходящему по границе сплавления:
Расчетная длинна шва:
Принимаю высоту траверсы 20см. Проверяю прочность траверсы как балки с двумя консолями.
M = ql28 - ql22 = 0.4(202 + 1 + 9)*2028 – 0.4(402)*722 = 1796kH
Момент сопротивления траверсы
W = 1*2026 = 66.7см3
Напряжения = 179666.7 = 27 > 24кНсм2
Принимаю высоту траверсы = 22см тогда W= 80.7см3
Напряжения = 179680.7 = 22.2 > 24кНсм2
Швы удовлетворяют условиям прочности при расчете суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1см на непровар. Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами kf = 6 мм
Список используемой литературы
Беленя Е.И. Металлические конструкции. – М.: Стройиздат 1985.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1986.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. нормы проектирования. Дополнения. Разд. 10. Прогибы и перемещения. – М.: 1988.
СНиП 2-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат 1988.
Мандриков А.О. Примеры расчёта металлических конструкций. – М.: Стройиздат 1991.

Мой МК1(ч).dwg

Отправочный элемент сварной балки
Толщина настила t=6мм
СКГМИ (ГТУ)nПГС-07-3
Кафедра строительных конструкций
План балочной клетки
Цифрами обозначенnпорядок наложенияnмонтажных швов
СПЕЦИФИКАЦИЯ СТАЛИ НА ОТПРАВОЧНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Условные обозначения
Болт нормальной точности
Заводской сварной шов
Монтажный сварной шов
Примечаниеnnq*;n1.Материал конструкций сталь марок ВСт3кп2 по ГОСТ 380-71 бетон марки 150;nn2.Болты нормальной прочности №24;nn3.Отверстия d=27мм;nn4.Катеты угловых швов Kш=61012мм;nn5.Поясные швы отправочных элементов Б1К1 выполнять автоматической сваркой прочие заводские швы - полуавтоматической сваркой.nn6.Вертикальные связи крепить к колоннам по монтажной сварке.
Итого общий вес конструкций с учетом сварных швов 71467кг

Мои металлы 4 курс.dwg

Отправочный элемент сварной балки
Толщина настила t=6мм
СКГМИ (ГТУ)nПГС-08-4
Кафедра строительных конструкций
М 1:200nМ 1:50nМ 1:20nМ !:10
План балочной клетки
Толщина настила t=8мм
Цифрами обозначенnпорядок наложенияnмонтажных швов
СПЕЦИФИКАЦИЯ СТАЛИ НА ОТПРАВОЧНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Условные обозначения
Болт нормальной точности
Заводской сварной шов
Монтажный сварной шов
Примечаниеnnq*;n1.Материал конструкций сталь марок ВСт3кп2 по ГОСТ 380-71 бетон марки 150;nn2.Болты нормальной прочности №24;nn3.Отверстия d=27мм;nn4.Катеты угловых швов Kш=61012мм;nn5.Поясные швы отправочных элементов Б1К1 выполнять автоматической сваркой прочие заводские швы - полуавтоматической сваркой.nn6.Вертикальные связи крепить к колоннам по монтажной сварке.
Итого общий вес конструкций с учетом сварных швов 86823кг