Балочное перекрытие рабочей площадки

итог мк.cdw

Монтажная схема. Балки Б1
Колонна К1. Спецификация стали.
Стальной настил t = 8 мм
ИВГПУ-ИСИ-08.03.01-157034-МК-КР-2017
Балочное перекрытие рабочей площадки
Монтажная схема М1:200
Концы стыковых швов вывести на планки.
Цифрами обозначен порядок наложения монтажных швов.
Стрелками указано направление сварки.
Таблица отправочных марок
Масса сварных швов 1%
Конструкции изготовить из стали по ГОСТ 27772-88. Марка стали
Болты нормальной точности М20
Катет угловых швов - 6 мм
На монтажной схеме компоновка балочной клетки условно показана только в
Поясные швы отправочной марки Б1 выполнять автоматической сваркой
заводские швы - полуавтоматической.
Ручную сварку выполнять электродами типа Э42
полуавтоматическую и
автоматическую сварочной проволокой марки Св-08.
На отправочной марке К1 фасонки для крепления связей условно не показаны.
Условные обозначения:
- сварной шов заводской видимый;
- сварной шов заводской невидимый;
- сварной шов монтажный видимый;
- сварной шов монтажный невидимый;
- отверстие круглое;
- автоматическая сварка к
- полуавтоматическая сварка к
обозначенные символом "*" выдержать с
Металлические конструкции

МК.docx

МИНЕСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ИВАНОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ПОЛИТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
СпециальностьПромышленное и гражданское строительство
КафедраСтроительные конструкции
Пояснительная записка
к курсовой работе по дисциплине «Металлические конструкции»
на тему: БАЛОЧНОЕ ПЕРЕКРЫТИЕ РАБОЧЕЙ ПЛОЩАДКИ
Принял: к.т.н. доцент
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ 3
ВЫБОР ТИПА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ4
1Расчет плоского стального настила4
2Компоновочные варианты балочной клетки5
2.1Балочная клетка нормального типа (вариант 1)5
2.2 Балочная клетка нормального типа (вариант 2)7
2.3 Балочная клетка усложненного типа (вариант 3)8
2.4 ТЭП вариантов балочной клетки и выбор экономичного решения10
2.5 Расчет сварных швов прикрепляющих настил к балкам11
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ГЛАВНОЙ БАЛКИ12
3Подбор сечения и его компоновка12
3.1Общая характеристика12
3.2Определение действующей нагрузки12
3.3Определение расчетных усилий М и Q12
3.4Подбор сечения главной балки14
3.5Проверка прочности по нормальным напряжениям16
4Изменение сечения главной балки16
5Проверка общей устойчивости балки18
6Проверка местной устойчивости поясов и стенки18
7Расчет соединения поясов со стенкой балки20
8Конструкция и расчет опорного ребра22
9Конструкция и расчет монтажного сварного шва23
10Конструирование и расчет сопряжения балок23
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТОЙ КОЛОННЫ26
11Общая характеристика26
12Подбор сечения и проверка устойчивости сквозной колонны27
13Расчет планок сквозной колонны 29
14Расчет и конструирование базы колонны31
15Расчет и конструирование оголовка колонны33
Список использованных источников34
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Исходные данные для проектирования определяем по трехзначному шифру. Комбинацию цифр находим из номера зачетной книжки.
Номер зачетной книжки – 57034.
Первую цифру шифра определяем как сумму второй и пятой цифр номера зачетной книжки: 7 + 4 = 11 принимаем первую цифру шифра – 1. Вторая и третья цифры равны соответственно двум последним в номере зачетной книжке. Итак шифр – 134. Сумма всех цифр шифра – 8.
Исходные данные для проектирования по шифру 134:
- размеры ячейки балочной клетки
- величина временной нормативной нагрузки рн = 22 кН:м2;
- отметка верха настила балочной клетки h2 = 81 м;
- материал главной балки и колонны С235;
- материал вспомогательной балки и стального настила С235;
- материал фундаментов - бетон класса В125;
- тип колонны - сквозная т. к. h2 = 81 м > 75 м;
- тип сопряжения главных балок с колоннами – опирание сбоку;
- строительная высота главной балки hстр = 0125
- общие размеры рабочей площадки в плане L B = (3 l) (3 b) = 48 17.4 м.
ВЫБОР ТИПА БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
1 Расчет плоского стального настила
Рассмотрим полосу шириной 1 м вырезанную из средней части настила (рисунок 1.1 а).
Рисунок 1.1 - К расчету листового настила
Величину напуска е принимают равной 20 30 мм (рисунок 1.1 б) что при наличии сварных швов создает некоторое защемление опор. Приварка настила к балкам делает невозможным сближение опор в результате чего появляется продольная растягивающая сила H (рисунок 1.1 в) улучшающая работу настила в пролете. Фактический пролет настила lн на 40 60 мм меньше чем шаг балок а. В запас прочности принимаем lн = a и частичным защемлением опор пренебрегаем. Расчетная схема настила изображена на рисунке 1.1 в.
Отношение пролета a к толщине листа tн определяем из условия жестокости по формуле Телояна А. Л.:
T = a : tн = 4 nо (1 + 72 E1 : (nо4 qн)) : 15 (1.1)
где E1 = E : (1 - 2)
E = 206000 МПа - модуль упругости стали;
= 03 - коэффициент поперечной деформации (Пуассона) стали;
qн = pн = 22 кПа = 0022 МПа – нормативная нагрузка на настил.
E1 = 206000 : (1 - 032) = 2263736 МПа.
T = a : tн = 4 150 (1 + 72 2263736 : (1504 0022)) : 15 = 9854.
2 Компоновочные варианты балочной клетки
2.1 Балочная клетка нормального типа (вариант 1)
Схема балочной клетки и расчетная схема балки настила изображены на рисунке 1.2.
Рисунок 1.2 - К расчету балочной клетки нормального типа
Примем количество шагов балок настила k1 = 20 тогда шаг балок настила:
а = 16000 : 20 = 800 мм.
а) Подбор толщины настила
Минимальную толщину настила определим из формулы (1.1):
tн = 800 : 9854 = 81 мм.
Ширина листа настила lн:
lн = а - (40 60) мм (1.3)
lнмин = 800 - 60 = 740 мм.
lнмакс= 800 - 40 = 760 мм.
По ГОСТ 82-70выбираем универсальный лист толщиной 9 мм и шириной 750 мм.
Расход стали на настил Gн кг:м2:
Gн = 7850 tн : 1000 (1.4)
где 7850 кг:м3 – плотность стали
tн - толщина настила в мм.
Gн = 7850 9 : 1000 = 7065 кг:м2.
б) Подбор сечения балок настила
Принимаем расчетную схему балок настила с шарнирными опорами (рисунок 1.2 б).
Погонная нормативная и расчетная нагрузки на 1 м балки согласно грузовой площади:
qн = (pн + 001 Gн) а (1.5)
q = (pн γfp + 001 Gн γfg) а (1.6)
где: 001 – переходный коэффициент из кг в кН;
fg = 105 – коэффициенты надежности для собственного веса металлических конструкций;
fp = 12 – коэффициенты надежности для временной нагрузки.
qн = (22 + 001 7065) 800 : 1000 = 1817 кН:м;
q = (22 12 + 001 7065 105) 800 : 1000 = 2171 кН:м.
Расчетный изгибающий момент в балке настила:
Mmax = q b2 : 8 (1.7)
Mmax = 2171 582 : 8 = 913 кНм.
Требуемый момент сопротивления сечения балки определим из условия прочности балки с учетом пластических деформаций:
Wтр = Mmax : (с1 Ry γс) (1.8)
где: Ry = 230 МПа – расчетное сопротивление фасонной прокатной стали С235;
c1 = 11 – коэффициент учета развития пластических деформаций;
γс = 1 – коэффициент условий работы.
Wтр = 913 1000 : (11 230 1) = 3609 см3.
По ГОСТ 26020-83 выбираем для балки настила двутавр 27ДБ1
(h = 269 мм Wx = 376 см3 Ix = 5068 см4 m1 = 319 кг:м).
в) Проверка прочности и жесткости балок настила
Собственный вес балки:
G = 001 319 = 0319 кН:м.
Фактическая нагрузка на балку настила:
qф = q + G 105 (1.10)
qф = 2171 + 0319 105 = 22045 кН:м.
Расчетный изгибающий момент в балке настила от фактической нагрузки:
Mmaxф = qф b2 : 8 (1.11)
Mmaxф = 22045 582 : 8 = 927 кНм.
Проверку прочности производим по формуле:
= Mmaxф : (c1 Wx) ≤ Ry γс (1.12)
= 927 1000 : (11 376) = 2241 МПа 230 МПа.
Процент недонапряжения:
= (Ry - ) 100 : (1.13)
= (230 – 2241) 100 : 2241 = 26 % 5%. Несущая способность использована рационально.
Минимальная высота балки определяемая из условия жесткости:
hmin = b no’ Ry : (4800 γfp 210) (1.14)
hmin = 58 250 230 100 : (4800 12 210) = 276 см.
hmin= 276 см > h = 269 см выполним проверку жесткости по формуле (1.15) определив максимальный прогиб от нормативных нагрузок.
f : b = 5 qн b3 : (384 E Ix) ≤ 1 : no’. (1.15)
f : b = 5 1817 583 105 : (384 206000 5068) = 00044 > 1 : 250 = 0004 следовательно фактический максимальный прогиб больше максимально допустимого. Условие жесткости не выполняется. По ГОСТ 26020-83 принимаем для балки настила двутавр № 30Б1
(Wx = 427 см3 Ix = 6328 см4 m1 = 329 кг:м).
f : b = 5 18.17 583 105 : (384 206000 6328) = 0.0035 1 : 250 = 0004 следовательно фактический относительный максимальный прогиб меньше максимально допустимого.
Расход стали от балок настила на 1 м2:
Gб.н. = m1 : а (1.16)
Gб.н. = 329 : 0800 = 41125 кг:м2.
Общий расход стали для 1 варианта в кг:м2:
G1 = Gн + Gб.н (1.17)
G1 = 7065 + 41125 = 111775 кг:м2.
2.2 Балочная клетка нормального типа (вариант 2)
Примем количество шагов балок настила k2 = 16 тогда шаг балок настила вычислим по формуле (1.2) заменив k1 на k2:
а = 16000 : 16 = 1000 мм.
tн = 1000 : 985 = 101 мм.
Ширину листа настила lн найдем по формуле (1.3):
lнмин = 1000 - 60 = 940 мм.
lнмакс= 1000 - 40 = 960 мм.
По ГОСТ 82-70выбираем универсальный лист толщиной 11 мм и шириной 950 мм.
Расход стали на настил Gн кг:м2 найдем по формуле (1.4):
Gн = 7850 11 : 1000 = 864 кг:м2.
Погонную нормативную и расчетную нагрузки на 1 м балки вычислим по формулам (1.5) и (1.6):
qн = (22 + 001 864) 1000 :1000 = 2286 кН:м;
q = (22 12 + 001 864 105) 1000 : 1000 = 2731 кН:м.
Расчетный изгибающий момент в балке настила (см. формулу (1.7)):
Mmax = 2731 582 : 8 = 11484 кНм.
Требуемый момент сопротивления сечения балки (см. формулу (1.8)):
Wтр = 11484 1000 : (11 230 1) = 4539 см3.
По ГОСТ 26020-83 выбираем для балки настила двутавр № 30Б2
(h = 290 мм Wx = 4878 см3 Ix = 7293 см4 m2 = 366 кг:м).
Собственный вес балки найдем по формуле (1.9):
G = 001 366 = 0366 кН:м.
Фактическая нагрузка на балку настила (см. формулу (1.10)):
qф = 2731 + 0365 105 = 2769 кН:м.
Расчетный изгибающий момент в балке настила от фактической нагрузки вычислим по формуле (1.11):
Mmaxф = 2769 582 : 8 = 11644 кНм.
Проверку прочности производим по формуле (1.12):
= 11644 1000 : (11 4878) = 217 МПа 230 МПа.
Процент недонапряжения (см. формулу (1.13)):
= (230 - 217) 100 : 217 = 6 %.
Минимальная высота балки определяемая из условия жесткости (см. формулу (1.14)):
hmin= 276 см h = 30 см проверка жесткости по формуле (1.15) не требуется.
f : b = 5 2286 52 105 : (384 206000 7293) = 00038 1 : 250 = 0004 следовательно фактический относительный максимальный прогиб меньше максимально допустимого.
Расход стали от балок настила на 1 м2 найдем по формуле (1.16) заменив m1 на m2:
Gб.н.= 366 : 1000 = 3660 кг:м2.
Общий расход стали для 2 варианта (см. формулу (1.17)):
G2= 864 + 3660 = 123 кг:м2.
2.3 Балочная клетка усложнённого типа (вариант 3)
Схема балочной клетки усложнённого типа и расчетная схема балки настила изображены на рисунке 1.3.
Рисунок 1.3 - К расчету балочной клетки усложненного типа
Примем количество шагов вспомогательных балок s = 4 тогда шаг вспомогательных балок:
c = 16000 : 4 = 4000 мм.
Примем количество шагов балок настила n = 8 тогда шаг балок настила:
а = 5800 : 8 = 725 мм.
tн = 725 : 9854 = 74 мм.
lнмин = 725 - 60 = 665 мм.
lнмакс= 725 - 40 = 685 мм.
По ГОСТ 82-70выбираем универсальный лист толщиной 8 мм и шириной 670 мм.
Gн = 7850 8 : 1000 = 628 кг:м2.
Для сокращения количества балок и экономии стали балки настила проектируем неразрезными (рисунок 1.3 б). Предельному состоянию таких балок соответствует образование пластических шарниров в первом пролёте и на второй опоре.
С учётом перераспределения моментов расчётный изгибающий момент равен:
Mрасч = 0095 q c2 (1.20)
где q = (22 12 + 001 628 105) 725 : 1000 = 1962 кН:м – (см. формулу (1.6)).
Mрасч = 0095 1962 40002 10-6 = 2982 кНм.
Требуемый момент сопротивления определим по формуле (1.8):
Wтр = 2982 1000 : (11 230 1) = 11787 см3.
По ГОСТ 26020-83 выбираем для балки настила двутавр № 18Б1
(h = 177 мм Wx = 1201 см3 Ix = 1063 см4 m3 = 154 кг:м).
Погонную нормативную нагрузку на 1 м балки определим по формуле (1.5):
qн = (22 + 001 628) 725 : 1000 = 1641 кН:м;
Проверим относительный прогиб по формуле (1.15) заменив в ней b на с и 5 на 2:
f : с = 2 1641 43 105 : (384 206000 1063) = 00024 0004 следовательно фактический максимальный прогиб меньше максимально допустимого.
Расход стали от балок настила на 1 м2 найдем по формуле (1.16) заменив m1 на m3:
Gб.н .= 154 : 0725 = 2124 кг:м2.
в) Подбор сечения вспомогательных балок
Балки настила опираются на вспомогательные балки передавая нагрузки в точках опирания в виде сил с шагом а. Заменим эти силы на равномерно распределенную нагрузку и примем расчетную схему вспомогательной балки изображённую на рисунке 1.2 б.
Нормативное и расчетное значения равномерно распределенной нагрузки на вспомогательную балку:
qн = (pн + (Gн + Gб.н) 001) c (1.21)
q = (12 pн + 105 (Gн + Gб.н) 001) c (1.22)
qн = (22 + (628 + 2124) 001) 4000 : 1000 = 9136 кН:м
q = (12 22 + 105 (628+ 2124) 001) 4000 : 1000 = 10913 кН:м.
Расчётный изгибающий момент определим по формуле (1.7):
Mmax = 10913 582 : 8 = 45889 кНм.
Wтр = 45889 1000 : (11 230 1) = 181379 см3.
По ГОСТ 26020-83 выбираем для вспомогательных балок двутавр № 35Б1
(h = 343 мм Wx = 1843 см3 Ix = 31610 см4 m4 = 1097 кг:м).
Проверим прочность вспомогательной балки.
Собственный вес вспомогательной балки Gв.б найдем по формуле(1.9) заменив в ней m1 на m4:
Gв.б. = 001 1097 = 1097 кН:м.
Фактическая нагрузка на вспомогательную балку (см. формулу (1.10)):
qф = 10913 + 1097 105 = 11028 кН:м.
Mmaxф = 11028 582 : 8 = 4637 кНм.
= 4637 1000 : (11 2560) = 228 МПа 230 МПа.
= (230 - 228) 100 : 228 = 087 %.
hmin = 58 250 230 100 : (4800 12 210)= 276 см.
hmin= 247 см h = 343 см следовательно проверка жесткости по формуле (1.15) не требуется.
Расход стали на 1 м2 для третьего варианта:
G3 = Gн + Gб.н. + Gв.б. = Gн + Gб.н.+ m4 : c(1.23)
G3= 628 + 2124 + 1097 : 4 = 11129 кг:м2.
Общее количество балок для третьего варианта:
k3 = b : a + l : c(1.24)
k3 = 58 : 0725 + 16 : 4 = 12 шт.
2.4 ТЭП вариантов балочной клетки и выбор экономичного решения
Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов балочной клетки сведены в таблицу 1.1. Таблица 1.1 - ТЭП вариантов балочной клетки
вспомогательных балок
Дальнейшие расчеты производятся для варианта балочной клетки № 3 так как он является наиболее экономичным.
2.5 Расчет сварных швов прикрепляющих настил к балкам
H = 025 2 [f : l]2 E1 tн γfp(1.25)
E1 = E1 = E : (1 - 2) = 206000 : (1 - 032) = 226374 МПа.
tн - толщина настила;
γfp =12 - коэффициент надежности по временной нагрузке
H = 025 3142 226374 8 12 : 1502 = 23808 кН.
Расчетная толщина углового шва длиной l = 1 м:
kf = H : (07 l Rwf γwf γc)(1.26)
где Rwf = 180 МПа - нормативное сопротивление металла шва сварных соединений
kf = 23808 : (07 1 180 1 1) = 19 мм.
Принимаем kf = 4 мм учитывая конструктивные соображения (таблица 38 СП 16.13330.2011)
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ГЛАВНОЙ БАЛКИ
1 Подбор сечения главной балки
1.1 Общая характеристика
Главные балки воспринимают значительно большие нагрузки поэтому их делают составного двутаврового сечения. Для экономии материала до 10 12 % сечения балки изменяют по ее длине.
Сечение главных сварных балок компонуют из стандартных листов: стенку – по ГОСТ 19903–74 пояса – по ГОСТ 82–70.
Высота балки определяется экономическими соображениями (hopt) максимально допустимым прогибом (hmin) и сопоставляется со строительной высотой (hстр).
1.2 Определение действующей нагрузки
В балочной клетке усложненного типа нагрузки на главную балку передаются в виде сосредоточенных сил величина который равна удвоенной опорной реакции вспомогательных балок. Нормативные и расчетные значения этих сил:
где qн q - нормативная и расчетная равномерные нагрузки на главную балку:
qн = (pн + 001 G3) b(2.3)
q = (12 pн + 105 001 G3) b(2.4)
qн = (22 + 001 11129) 58 = 13405 кН:м;
q = (12 22 + 105 001 11129) 58 = 1599 кН:м.
Fн = 13405 4 = 5362 кН
F = 1599 4 = 6396 кН.
1.3 Определение расчетных усилий M и Q
Расчетная схема главной балки принимается с шарнирными опорами и пролетом равным шагу колонн l в продольном направлении. Усилия в сечениях главной балки находят по правилам строительной механики.
VA = VB = F s : 2(2.5)
VA = VB = 6396 4 : 2 = 12792 кН.
Принимаем установку вспомогательных балок по цифровым осям.
Максимальное значение усилий Mmax и Qmax вычислим по формулам:
Mmax = VA 8 – F 4(2.6)
Mmax = 12792 8 – 6396 4 = 76752 кНм
Расчетные усилия определяют с приближенным учетом собственного веса проектируемых главных балок:
где = 103 105. Принимаем = 105.
M = 105 76752 = 8059 кНм
Q = 105 12792 = 1343 кН.
1.4 Подбор сечения главной балки
Рациональная форма поперечного сечения главной балки – двутавр с двумя осями симметрии т.к. обеспечивает хорошие прочностные качества при относительной экономии металла.
Рисунок 2.1 - Сечение главной балки
а) Определяем требуемый момент сопротивления сечения:
Wтр = M : (cx Ry γc)(2.10)
где сx = 11 в первом приближении.
Wтр = 8059 1000 : (11 230 1) = 31854 см3;
б) Определяем оптимальную высоту балки по эмпирической формуле:
hopt = (220 Wтр)1:3 - 15 (см)(2.11)
hopt = (220 31854)1:3 - 15 = 176 см;
в) Определяем минимальную требуемую высоту сечения:
hmin = no l Ry : (4800 γfp 210)(2.12)
: no = [f : l] = 1 : 400 - относительный предельный прогиб главной балки.
hmin = 400 100 16 230 : (4800 12 210) = 1217 см
г) В первом приближении высоту балки принимаем с учетом условий:
hmin ≤ h ≤ hстр(2.13)
Принимаем h = 1744 см.
д) Определяем толщину стенки из следующих условий:
- из условия прочности на срез в опорном сечении:
tw ≥ 15 Q : (h Rs γc)(2.15)
где Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу;
Rs = Rs=058Ry:gm= 130 МПа; (gm = 1025)
tw ≥ 15 1343 : (1544 130 10) = 088 см;
- из условия местной устойчивости при действии только нормальных напряжений (при этом продольные ребра жесткости не требуются):
tw ≥ (h : 160) (Ry : 210)05(2.16)
tw ≥ 1744 : 160 (230 : 210)05 = 1.1 см;
- из условия экономичности:
где λ = 140 - для высоты балки 1744 см
tw ≥ 1744 : 140 = 12 см.
По ГОСТ 19903-74 назначаем толщину стенки tw = 12 см.
е) Уточняем оптимальную высоту балки по формуле:
hopt = 11 (Wтр : tw)0.5(2.18)
hopt = 11 (21236 : 12)05 = 1792 см.
Назначаем окончательную высоту балки h = 1844 см толщину полки tf = 22см.
Вычисляем высоту стенки:
hw = 1844 - 2 22 = 180 см.
ж) Определяем требуемую площадь сечения поясов:
Afтр = bf tf = 2 If : hf2(2.20)
Iтр = Wт р h : 2(2.22)
Iw = tw hw3 : 12(2.23)
Iw = 12 180 3 : 12 = 583200 см4
Iтр = 31854 1844 : 2 = 2936939 см4
If = 2936939 – 583200 = 2353739 см4
Afтр = 2 2353739 : 18222 = 141 см2;
Требуемая ширина полки:
bfтр = Afтр : tf (2.24)
bfтр = 141 : 22 = 64 см.
Окончательно принимаем bf = 64 см по ГОСТ 82-70.
Проверяем условие местной устойчивости полки:
bf : tf ≤ (E : Ry)05(2.25)
: 22 = 291 (206000 : 230)05 = 299
Условие выполняется следовательно местная устойчивость обеспечена.
1.5 Проверка прочности по нормальным напряжениям
Вычислим фактические геометрические характеристики принятого сечения главной балки:
Ixф = tw hw3 : 12 + 2 bf tf (hw : 2 + tf : 2)2(2.26)
Wxф = 2 Ixф : h(2.27)
Wxф = 2 2920260 : 1844 = 32447 см3.
Масса одного погонного метра балки:
m = (2 bf tf + 12 tw hw) 1 7850(2.28)
m = (2 64 22 + 12 12 180) 1 7850 : 10000 = 420 кг:м.
Расчетные значения усилий с учетом массы одного погонного метра балки:
Mф = Mmax + 105 001 m l2 : 8(2.29)
Qф = Qmax + 105 001 m l : 2(2.30)
Mф = 8059 + 105 001 420 162 : 8 = 8200 кНм;
Qф = 1343 + 105 001 425 16 : 2 = 13787 кН.
Уточняем коэффициент сх по таблице Е.1 СП 16 13330.2011
Af = bf tf = 64 22 = 1408 см2
Aw = hw tw = 180 12 = 216 см2
Af : Aw = 1408 : 216 = 065 => сx = 1105.
Проверяем прочность в балке по формуле:
= Mф : (cx Wxф) ≤ Ry γс(2.31)
= 8200 1000 : (1105 32447) = 2287 МПа 230 МПа.
2 Изменение сечения главной балки
Сечение главной балки изменяем в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Наивыгоднейшее место изменения сечения находится на расстоянии zи от опор:
zи = 16 : 6 = 2670 м.
Определяем усилия в измененном сечении балки:
Mzu =q l zu : 2 - q zu2 : 2(2.33)
Qzu =q l : 2 - q zu(2.34)
Mzu = 1599 16 2670 : 2 – 1599 26702 : 2 = 28455 кНм;
Qzu = 1599 16 : 2 – 1599 2670 = 8523 кН.
Рисунок 2.2 - Изменение сечения главной балки
Вычисляем характеристики уменьшенного сечения по формулам:
Wzuтр = Mzu : (Ry c)(2.35)
Izuтр = h Wzuтр : 2(2.36)
If’ = Izuтр - Iw(2.37)
Wzuтр = 28455 : (230 103) = 12372 см3;
Izuтр = 1844 12372 : 2 = 1140698 см4;
If’ = 1140698 - 583200 = 557498 см4.
Требуемая площадь сечения пояса приопорных участков балки:
Azuтр = bf’ tf = 2 If’ : hf2(2.38)
hf = 180 + 22 = 1422 см
bf’ = 2 If’ : (tf hf2)(2.40)
bf’ = 2 557498 : (22 18222) = 1527 см
Azuтр = 1527 22 = 3359 см2.
По конструктивным соображениям должны быть соблюдены условия:
bf’ ≥ 1844 : 10 = 1844 см;
bf’ ≥ 64 : 2 = 32 см.
Окончательно ширину bf’ принимаем равной 320 мм по ГОСТ 82-70.
В сечениях с уменьшенными размерами (рисунок 2.3) совместно действуют большие нормальные и касательные напряжения поэтому необходимо выполнить проверку по приведенным напряжениям на уровне поясных сварных швов.
Прочность проверяют по формуле:
(2 + 3 2)0.5 ≤ 115 Ry γc(2.44)
= Mzu : Wz’ (hw : h)(2.45)
= Qzu Sf’ : (Iz’ tw)(2.46)
Sf’ = bf’ tf hf : 2(2.47)
Wz’ = 2 Iz’ : h(2.48)
Iz’ = tw hw3 : 12 + 2 bf’ tf (hw : 2 + tf : 2)2(2.49)
Iz’ = 12 1803 : 12 + 2 32 22 (180 : 2 + 22 : 2)2 = 1751728 см4
Wz’ = 2 1751728 : 1844 = 19000 см3
Sf’ = 32 22 1822 : 2 = 6413 см3
= 28455 1000 180 : (19000 1844) = 1462 МПа
= 8523 103 6413 : (1751728 12) = 26 МПа
(14622 + 3 262)0.5 = 153 МПа 115 230 = 2645 МПа
3 Проверка общей устойчивости балки
Общая устойчивость главной балки обеспечивается если её сжатый пояс закреплен от бокового смещения. В балочной клетке усложненного типа от бокового смешения закреплены те сечения главной балки где примыкают вспомогательные балки. При 1 ≤ h : bf (1844 : 64 = 29) ≤ 6 и 15 ≤ bf : tf (64 : 22 = 29) ≤ 35 общая устойчивость главной балки обеспечена если удовлетворяется условие:
lef : bf ≤ (035 + 00032 bf : tf + (076 - 002 bf : tf) bf : h) (E : Ry)05(2.50)
где lef = c - расстояние между вспомогательными балками.
00 : 640 = 625 (035 + 00032 64 : 22 + (076 - 002 64 : 22) 64 : 1844) (206000 : 230)05 = 151
Общая устойчивость главной балки обеспечена.
4 Проверка местной устойчивости поясов и стенки
Потеря местной устойчивости тонких листов возможна как при наличии нормальных и касательных напряжений в отдельности так и при их совместном действии.
а) Сжатый пояс составной балки устойчив если:
bef : tf ≤ 05 (E : Ry)05(2.51)
где: bef – расстояние от грани стенки до кромки пояса т.е. величина свеса полки:
bef =(bf - tw) : 2(2.52)
bef = (64 - 12) : 2 = 314 см.
4 : 22 = 143 05 (206000 : 230)05 = 15
Условие выполняется следовательно сжатый пояс устойчив.
б) При отсутствии местного напряжения местная устойчивость стенки балки обеспечивается если условная гибкость стенки:
λw’ = hw : tw (Ry : E)05 35(2.53)
λw’ = 180 : 12 (230 : 206000)05 = 5.
Так как λw’ > 35 то стенку необходимо укреплять поперечными ребрами.
Ребра жесткости для главных балок усложненной клетки располагают в сечениях примыкания вспомогательных балок с обеих сторон стенки кроме того λw’ > 32 максимальный шаг ребер жесткости:
аmax = 2 1800 = 3600 мм.
Принимаем шаг ребер жескости а = 2000 мм.
Устойчивость стенки на уровне поясных швов:
(( : cr)2 + ( : cr)2)0.5 ≤ γc = 1(2.55)
= M” : W” (hw : h)(2.56)
= Q” : (hw tw)(2.57)
Так как a > hw то проверяем устойчивость стенки второго от опоры отсека.
Рисунок 2.3 - К определению расчетного сечения для проверки устойчивости стенки
Проверка устойчивости стенки второго от опоры отсека в сечении на расстоянии
zc = a + hw : 2 = 2000 + 1800 : 2 = 2900 мм от левой опоры.
Mzc” = 12792 29 = 3710 кНм;
Wzc”тр = Mzc” : (Ry c)(2.60)
Wzc”тр = 3710 103 : 230 = 16130 см3;
= 3710 180 : (16130 1844) = 225 МПа;
= 12792 : (180 12) = 592 МПа.
Критические напряжения в отсеке:
cr = ccr Ry : λw’2(2.61)
cr = 103 (1 + 076 : 2) Rs : λef”2(2.62)
λef” = d : tw (Ry : E)05(2.63)
d = 1500 мм – меньшая сторона отсека;
= 2000 : 1500 = 133 – отношение большей стороны к меньшей.
= 08 bf : hw (tf : tw)3(2.64)
= 08 32 : 180 (22 : 12)3 = 087;
По таблице находим ссr = 311.
λef” = 180 : 12 (230 : 206000)05 = 5.
cr = 311 230 106 : 52 = 2861 МПа.
cr = 103 (1 + 076 : 1072) 130 : 52 = 93 МПа.
((220 : 2861)2 + (592 : 93)2)0.5 = 099 1
Местная устойчивость стенки обеспечена.
Размеры двухсторонних ребер жесткости вычисляют соответственно по формулам:
bp ≥ hw : 30 + 40 мм(2.65)
tp ≥ 2 bp (Ry : E)05(2.66)
Требуемая ширина ребра:
bр ≥ 1800 : 30 + 40 = 100 мм.
Требуемая толщина ребра:
tp ≥ 2 100 (230 : 206000)05 = 67 мм.
Принимаем сечение ребра bр tp = 100 8 мм по ГОСТ 82-70.
Ребра жесткости приваривают к стенке главной балки односторонними швами kf = 5 мм.
5 Расчет соединения поясов со стенкой балки
Рисунок 2.4 - К расчету поясных швов: а) пояса не приварены Т=0
б) пояса приварены Т0 в) г) расчетные предпосылки сварного шва
Поясные сварные швы обеспечивают монолитность составного элемента и совместную работу поясов и стенки. В результате этого в них возникают сдвигающие усилия которые определяем по формуле Д. И. Журавского.
Катет шва определяется из двух условий:
) из условия среза по металлу границы сплавления:
kf ≥ T : (2 f Rwf γwf γc)(2.67)
T = Q Sx f: Ix’(2.68)
I Ix’ = Iw + 2If = tw hw3 : 12 + 2 bf tf (hf :2)2
S Sxf = bf tf hf : 2 + tw hw2 : 8
f – коэффициент принимаемый по таблице 39 СП 16.13330.2011.
Rwf – расчетное сопротивление металла швов таблица Г.2 СП 16.13330.2011.
T = 1343 17842 100 : 2977036 = 805 кН:м;
kf = 805 : (2 11 180 1 1) = 2 мм.
kf ≥ T : (2 z Rwz γwz γc)(2.69)
где: z = 115 – коэффициент принимаемый по таблице 39 СП 16.13330.2011
kf = 805 : (2 115 160 1 1) = 22 мм.
Принимаем kf = 8 мм по таблице 38 СП 16.13330.2011.
6 Конструкция и расчет опорного ребра
Опорное ребро воспринимает большие усилия поэтому его сечение подбирают расчетом.
Требуемая площадь опорного ребра определяется из условия прочности его пристроганного торца на местное смятие:
Aо.р.тр = Qф : Rp γc(2.70)
где QФ – опорная реакция главной балки;
Rp – расчетное сопротивление стали смятию при наличии пригонки
Aо.р.тр = 13787 : 360 = 3830 мм2.
Назначаем размеры опорного ребра по ГОСТ 82-70 с тем чтобы имели место соотношения:
tо.р. ≥ Aо.р.тр : bо.р(2.72)
bо.р ≤ tо.р. (E : Ry)(2.73)
tо.р. ≥ 3830 : 320 = 1196 мм.
Принимаем tо.р = 15 мм.
bо.р = 320 мм tо.р. (E : Ry) = 15 (206000 : 230)05 = 448 мм.
Назначаем в соответствии с ГОСТ 82-70* bо.р = 400 мм tо.р = 15 мм.
Далее проверяем опорное ребро на устойчивость из плоскости балки как центрально сжатый элемент длиной равной высоте стенки главной балки по формуле:
= Qф : (φy Aо.ррасч) Ry γс(2.74)
Расчетную площадь сечения торцевого опорного ребра вычисляем по формуле:
Aо.ррасч = bо.р tо.р + = bо.р tо.р + 065 tw2 (E : Ry)05 (2.75)
Aо.ррасч = 400 15 10-2 + 065 122 (206000 : 230)05 = 88 см2.
Коэффициент продольного изгиба y находим по таблице Д1 СП 16.13330.2011 в зависимости от гибкости ’:
λ’ = λ (Ry : E)05(2.76)
Радиус инерции сечения:
rx = (Ix о.р : Aо.ррасч)05(2.78)
Момент инерции сечения:
Ix о.р = tо.р bо.р3 : 12(2.79)
λ’ = 19 (230 : 206000)05 = 0635
= 13787 : (096388) = 163 МПа 230 МПа.
Условие устойчивости выполняется.
Рисунок 2.5 - а) Сопряжение главной балки с колонной
б) Расчетная схема опорного ребра в) Расчетное сечение опорного ребра
7 Конструирование и расчёт монтажного сварного стыка балки
Разбивка балки на отправочные элементы диктуется возможностями транспортирования по весу и по длине. В курсовом проекте монтажный стык главной балки запроектирован в середине пролёта.
Стык растянутого нижнего пояса балки выполняют косым швом с уклонов 1:2 т.е. увеличивают длину шва и тем самым обеспечивают прочность стыка с меньшим расчётным сопротивления шва на растяжение при ручной сварке без применения физических методов контроля Rw = 085 Ry.п
Чтобы уменьшить сварочные напряжения и остаточные деформации сначала сваривают стык стенки далее придерживаются последовательности показанной цифрами на рисунке. Такой стык следует считать равнопрочным основному металлу сечения балки и может не рассчитываться.
Рисунок 2.6 - Монтажный стык главной балки
8 Конструирование и расчет сопряжения балок
Сопряжение балок настила и второстепенных балок в балочной клетке опирание сверху главных и второстепенных балок пониженное примыкание сбоку на болтах (рисунок 2.7).
Рисунок 2.7 - Сопряжение балок настила и второстепенных балок
При этажном сопряжении балки настила приваривают к поясу главной балки катет швов принимают конструктивно но не менее указанных в таблице 38 СП 16.13330.2011.
Принимаем kf = 7 мм.
Требуемое количество болтов сопряжения главных и второстепенных балок:
n = Vв.б : (c Nmin)(2.80)
где Vв.б - опорная реакция второстепенной балки:
Nmin - минимальная из несущих способностей:
Nb = d2 ns Rbs b : 4(2.82)
-по смятию элементов соединяемых болтами:
Nb = d tmin Rbp b(2.83)
где ns – число расчётных срезов одного болта;
Rbs Rbp – расчётное сопротивление срезу болтов и смятию элементов соединяемых болтами определяемые по таблицам Г.5 и Г.6 СП 16.13330.2011;
b – коэффициент условной работы болтового соединения для нормальных болтов 09;
Vв.б = 05 10913 58 = 31648 кН.
Принимаем по таблицам Г.3 Г.5 СП 16.13330.2011 болты класса прочности 5.6 класса точности В диаметром d = 20 мм Rbs = 210 МПа Rbp = 475 МПа толщину листа накладки принимаем равной толщине ребра главной балки.
Nb = 202 1 210 09 : 4 = 5958 кН.
Nb = 20 8 475 09 = 6840 кН.
n =31648 : 5958 = 5Принимаем n = 5 шт.
Разбивку центров отверстий выполняем с учётом требований таблицы 40 СП 16.13330.2011:
Принимаем a = 30 мм b = 30 мм e = 40 мм f = 60 мм.
l = 2 e + (n - 1) f(2.88)
l = 2 40 + 4 60 = 320 мм.
Конструктивная высота покрытия hк не должна превышать строительной высотой:
hк = 1844 + 6 = 1850 мм hстр = 2000 мм
Рисунок 2.8 - Деталь сопряжения главных и второстепенных балок:
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТОЙ КОЛОННЫ
1 Общая характеристика
По заданию применяется сквозная колонна сопряжение главных балок с колоннами – опирание сбоку. Материал колонны – сталь С235.
Рисунок 3.1 - а) Конструктивная схема б) Расчетная схема в) Расчетное сечение
2 Подбор сечения и проверка устойчивости сквозной колонны
Подбор сечения ветвей сквозной колонны производят относительно материальной оси x.
Требуемая площадь сечения из условия устойчивости элемента сплошного сечения при центральном сжатии силой N:
Aтр = N : (x1 Ry c)(3.1)
где N = 2 Qф (Qф – опорная реакция главной балки)
x1 - коэффициент устойчивости при центральном сжатии значение которого при ’ 04 для всех типов сечений допускается принимать x1 = 1 а при x’ ≥ 04 следует определять по формулам:
x1 = 05 ( - (2 - (3948 ’ef2)05) : ’ef2(3.2)
если ’ef > 44 то ≤ 76 : ’ef2(3.3)
= 987 (1 - α + ’ef) + ’ef2(3.4)
α и - коэффициенты определяемые по таблице 7 СП16.13330.2011 в зависимости от типов сечений для парного двутаврового сечения α = 004 = 009.
x’ - условная гибкость стержня:
λx’ = λx (Ry : E)05(3.5)
Задаемся гибкостью = 50 тогда
= 987 (1 - 004 + 009 1671) + 16712= 1375;
x’ = 1671 44 тогда x1 = 0872
Aтр = 2 13787 : (0872 230) = 13748 см2
Требуемая площадь сечения одной ветви Aтр1 = 13748 : 2 = 687 см2.
Принимаем по ГОСТ 26020-83 двутавр №40Б2 с характеристиками:
Определим расчётную длину колонны:
lef = h2 - hk + hb(3.6)
lef = 81 - 1850 + 06 = 6650 м.
λх = 6850 : 1630 = 42;
λх’ = 42 (230 : 206000)05 = 1403;
= 987 (1 - 004 + 009 1403) + 14032= 1269;
х = 05 (1269 - (12692 - (3948 14032))05) : 14032 = 0905;
λх’ = 1403 44 тогда х = 0905
Условие устойчивости элемента при центральном сжатии силой N в плоскости х:
= N : (х 2 А) Ry c(3.8)
= 20 13787 : (0905 2 69.72) = 2185 МПа 230 МПа
= (Ry - ) 100% : (3.9)
= (230 – 2185) 100% : 2185= 526 %.
Расстояние между ветвями b определяем из условия равноустойчивости при этом учитываем увеличение гибкости относительно свободной оси y в результате податливости планок:
yтр = (λx2 - λb2)05(3.10)
где λb = 25 40 - гибкость ветви между планками. Принимаем λb = 25.
yтр = (422 - 252)05 = 3375.
Используя приближенную зависимость радиуса инерции ry = 052 b находим b в первом приближении:
b = lef : (052 λyтр)(3.11)
b = 6650 10-3 : (052 3375) = 379 мм.
Принимаем b = 400 мм.
Находим расстояние между центрами тяжести сечений ветвей:
где s – толщина стенки двутавра;
с = 400 + 75 = 4075 мм.
Вычисляем геометрические характеристики всего сечения:
Iy = 2 (Iy0 + A (c : 2)2)(3.13)
ry = (Iy : (2 A))05(3.14)
Iy = 2 (865 + 6972 (4075 : 2)2) = 57905 см4.
ry = (57905 : (2 6972))05= 2038 см.
Условие устойчивости элемента при центральном сжатии силой N в плоскости y:
= N : (y 2 А) Ry c(3.15)
y = 05 ( - (2 - (3948 y’ef 2)05) : y’ef 2(3.16)
если y’ef > 44 то y ≤ 76 : y’ef(3.17)
= 987 (1 - α + y’ef) + y’ef2(3.18)
y’ef - условная гибкость стержня:
y’ef = yef (Ry : E)05(3.19)
yef - приведенная гибкость стержня сквозного сечения:
yef = (λy2 + λb2)05(3.20)
где λb = 25 40 – гибкость ветви между планками λb = 25;
λy - гибкость колонны относительно свободной оси у:
λy = 6650 100 : 1630 = 41;
yef = (412 + 252)05 = 48;
y’ef = 48 (230 : 206000)05 = 1604;
= 987 (1 - 004 + 009 1604) + 16042= 1347;
y = 05 (1347 - (13472 - (3948 16042)05) : 16042 = 0881;
y’ef = 1604 44 тогда y = 0881.
= 2 13787 : (0881 2 6972) = 2244 МПа 230 МПа
Процент недонапряжения (см. формулу 3.9):
= (230 - 2244) 100% : 2244 = 25%.
3 РАСЧЕТ ПЛАНОК сквозной колоннЫ
Рисунок 3.3 - а) Конструктивная схема к расчету планок сквозной колонны б) Расчетная схема в) Эпюра изгибающих моментов г) Напряжения
Расстояние между планками в свету
l1 = 352 25 = 88 см
Назначаем размеры планок назначают конструктивно:
мм ≤ tпл ≤ 12 мм(3.423
bпл ≤ 50 * tпл(3.24)
* bпл ≤ dпл ≤ 075 * bпл(3.25)
Расчет соединительных планок и их прикрепления выполняется как в случае безкаркасной фермы с учетом условной поперечной силы при потере устойчивости колонны [2].
Qfic = 2A7.1510-6E(2330(Ry:E) – 1) (3.26)
где в запас прочности можно принять = 1.
Qfic = 2 6972 717 10-6 206000 1 (2330 * 230 : 206000 - 1) = 3298 кН
С достаточно точностью Qfic можно определить по табл. 82 [1]. Qfic = 0242А Qfic = 33 кН
От силы Qfic в планках возникают усилия:
Тпл = l Qfic :2c (3.27)
Mпл = c Тпл : 2 = l Qfic : 4 (3.28)
l = 88 + 250 10 = 1005 см.
Тпл = 1005 3298 : (2 4075) = 407 кН
Mпл = 4075 407 : 200 = 829 кНм
Проверку прочности планок на изгиб проведем по формуле
= Mпл : Wпл ≤ Ry c (3.29)
где Wпл = tпл dпл2 : 6 (3.30)
Wпл = 7 2502 10-3 : 6 = 729 см
= 829 103 : 729 = 1137 МПа ≤ 230 – условие выполняется.
Сварные швы прикрепления планок к ветвям выполняют полуавтоматическим способом.
Катет шва kf = 6 мм.
4 Расчет и конструирование базы колонны
Нижняя развитая часть колонны называемая базой предназначена для передачи сосредоточенной нагрузки на бетонный фундамент и закрепления колонны с ним в соответствии с принятой расчётной схемой.
Толщину плиты принимают равной 20 40 мм толщину траверсы tт = 8 12 мм ребра вырезают из листов толщиной 8 10 мм. Диаметр анкерных болтов конструктивно принимают равным 20 30 мм диаметр отверстий (или ширину вырезов) для анкерных болтов – 30 50 мм. После натяжения болтов гайкой шайбу приваривают к плите. Торцы колонн фрезеруют после сборки стержня.
Рисунок 3.2 - База центрально сжатой колонны
а) Площадь плиты базы определяется из условия прочности бетона фундамента смятию:
Aпл = N : Rbloc = 2 Qф : Rbloc (3.31)
Rbloc = Rb (Аф : Апл)05 = Rb (3.32)
где: Aф – площадь фундамента под плитой базы по обрезу;
Rb – призменная прочность бетона для бетона класса В125 Rb = 75 МПа.
Rbloc = 75 12 = 90 МПа
Aпл = 27574 10 : 90 = 3064 см2.
Определим ширину плиты:
B = bf + 2 c + 2 tт(3.33)
где tт – толщина траверсы 10мм.
с – вылет консоли принимаемый не более 80 мм.
B = 396 +2 42 + 2 10 = 500 мм.
L = 3064 102 : 500 = 6128 мм.
Округляем полученные размеры и согласуем длину плиты по ГОСТ 82-70:
Проверяем фактическое напряжение смятия в бетоне под плитой базы:
б = N : (Lпл Bпл) ≤ Rbloc(3.35)
б = 27574 103 : (500 630) = 875 МПа 90 МПа.
б) Плита работает на изгиб. В качестве опор для участков плиты служат полки и стенки колонн траверсы и рёбра в результате получаются участки опёртые на четыре три два канта и консольные.
Для каждого участка вычисляем максимальные изгибающие моменты действующие в полосе шириной 1 м.
- для консольного участка 1:
M1 = 875 422 : 2000 = 772 кНм.
- в участке с опиранием на 4 канта:
где а – меньшая сторона участка
b : a = 400 : 195 = 22 то 1 = 0055.
M4 = 0055 875 1952 10-3= 18 кНм.
- в участке с опиранием на 3 канта:
где d – длина свободного края участков
a1 : d = 425 : 195 = 022 03 плита работает как консоль вычислим момент как для консольного участка:
По наибольшему значению момента вычисляем требуемую толщину плиты:
tплтр = (6 Mmax : (Ry c)05(3.39)
tплтр = (6 18 : (230 1000))05 10 = 210 мм.
Толщину плиты принимаем в соответствии с ГОСТ 82–70:
в) Высота траверсы определяется из условий прочности на срез угловых швов прикрепляющих листы траверсы к стержню колонны (общей длиной lw = 4 hт):
hт ≥ N : (4 kf f Rwf γwf γс)(3.40)
hт ≥ N : (4 kf z Rwz γwz γс)(3.41)
Для полного включения в работу угловых швов прикрепление траверсы должно удовлетворяться условие:
Приравнивая правые части формул определяем требуемый минимальный kf:
kf ≥ (N : (4 f2 85 Rwf γwf γс))05 =
= (Qф : (170 Rwf γwf γс))05 : f(3.43)
kf ≥ (13787 : (170 180 103 1 1 ))0.5 10 3: 11 = 61 мм.
hт ≥ 27574 : (4 7 11 180 1 1) = 497 мм.
hт ≤ 85 11 07 = 655 мм.
Примем высоту траверсы hт =500 мм
Катеты швов прикрепляющих траверсы к плите базы принимаем конструктивно kf = 6 мм так как торец колонны фрезеруется после приварки траверс.
5 Расчет и конструирование оголовка колонн
Согласно исходным данным проектируем оголовок колонны в котором крепление главных балок к колонне осуществляется опиранием сбоку (см. рисунок 2.5)
Вертикальная реакция (Qф ) передается на опорный столбик приваренны по трем сторонам к полкам колонны. Толщину столтика принимаем на 15 20 мм больше толщины опорного ребра главной балки:
to.c. = to.p. + (15 20) мм (3.44)
to.c. = 20 + 20 = 40 мм
Длинну опорного столбика определяем из условия прочности на срез по металлу угловых вертикальных швов прикрепения
lo.c ≥ 1.3 Qф : (2 0.7 kf Rwf γwf γс) (3.45)
где kf принимаем в пределах 10 20 мм.
Коэффициент 13 учитывает возможность неравномерной передачи опорной реакции Qф через вертикальные швы из-за неточности изготовления и монтажа конструкции.
lо.с ≥ 13 * 13787 * 103 (2 * 07 * 20 * 180 * 1 * 1) = 355 мм
Окончательно принимаем длину опорного столика lo.c = 360 мм.
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
ГОСТ 27772-88. Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические условия. Москва. 1989.
ГОСТ 19903-74. Прокат листовой горячекатаный. Москва. 2003.
ГОСТ 82-70. Стальной листовой прокат. Москва. 2003.
ГОСТ 26020-83. Двутавры стальные горячекатаные с параллельными гранями полок.
ГОСТ 8240-89. Швеллеры стальные горячекатаные. Москва. 2003.
СП 16.13330.2011. Стальные конструкции. Москва. 2011.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Москва. 2011.
Металлические конструкции. Под редакцией Беленя Е.И. Москва. Стройиздат. 1986.
Проектирование и расчет стальных конструкций балочных перекрытий и центрально сжатых колонн. Методические указания к выполнению курсовой работы «Балочное перекрытие рабочей площадки» Телоян А.Л. Иваново. ИИСИ. 1990.
Строительные конструкции: «Металлические конструкции» «Железобетонные и каменные конструкции» «Конструкции из дерева и пластмасс». Учебное пособие «Контроль знаний студентов по курсовому проектированию экзаменам и зачетам» специальности 290300 «Промышленное и гражданское строительство» всех форм обучения. ИГАСУ. Малбиев С.А. Телоян А.Л Лопатин А.Н. Иваново. 2008.
Узлы стальных конструкций и колонн. Методические указания для курсового и дипломного проектирования. Телоян А.Л. Иваново. ИИСИ. 1985.