• Название:

    Поясн. записка для Metall 1

  • Размер: 0.42 Мб
  • Формат: PDF
  • или

    Міністерство освіти і науки України
    КНУБА
    Кафедра металевих конструкцій

    Пояснювальна записка
    до першого курсового проекту з предмету
    «Металеві конструкції»

    Виконав: студент гр. ПЦБ-33
    Русак Володимир
    Перевірив: Глітін О.Б.

    Київ-2005 р.

    Маркувальний план колон.

    Розрахунок настилу. Збір навантаження на 1 м2 плану.

    п/п

    Нормативне

    Коефіцієнт

    Розрахункове

    навантаження,

    надійності за

    навантаження,



    навантаженням,

    qр кН/м2 (кПа)

    кН/м2 (кПа)

    f

    0,53

    1,2

    0,69

    0,56

    1,2

    0,672

    0,628

    1,05

    0,6594

    Усього від сталого

    1,43187

    -

    1,624101

    Тимчасове корисне 

    16

    1,6

    26,4

    Разом 

    24,43187

    -

    28,024101

    n=0,95

    22,2602765

    Найменування навантаження

    асфальтобетон
    1

    t=30мм=0,030м
    =0,18кН/м3
    п

    2

    t=80мм=0,08м
    =7,0кН/м3

    3

    Робочий настил
    t=8мм=0,008м
    =7850кг/м3

    4

    5

     cf 
    -

    26,62289595

    26,623
     1,19598; - середній коефіцієнт за навантаженням;
    22,2603
    нормативні і розрахункові опори при розтягуванні, стисканні і згинанні фасонного
    прокату за ГОСТ – 27772-88 для сталевих конструкцій, будівель і споруд згідно із
    СНіП ІІ – 23 – 81*. Сталь С255 Ry=240МПа, Ru=360МПа при товщині прокату
    4...10мм;

    -

    коефіцієнт умови роботи γс=1,1;
    І.3. Варіантне планування балочної клітини.
    І.3.1. Розрахунок металевого каркасу.
    І.3.2. Розрахунок варіанту нормальної схеми. Підбір перерізів балок настилу.
    Нормальна схема.

    Розрахунок

    балок

    настилу.

    навантаження на балку:
    Балка БН-1:

    Нормативне

    і

    розрахункове

    рівномірно

    розподілене

    qн=26,623

    M=119,8035 кНм

    Q=79,869кН

    l = 6м

    кН
    кН
    1м  22,2603
    2
    м
    м
    кН
    кН
    q р  26,623 2 1м  26,623
    м
    м
    M
     R y c
    
    w
    M
    119,8035 100
    wт р 

     405,18см 3
    1
    R y c 1,12  240 1,110
    q н  22,2603

    Mн 

    M max





    119,8035
     100,17135кНм
    1,19598

    f
    5 ql 3
    1



    l 384 EI 250
    5 М н  l  l  5 100,17135  600 100
      
    Iтр  
     250  7453,225см 4
    1
    5
    48 E  f 
    48  2,110 10
    Беремо двотавр №35Б1 (ГОСТ 26020-83) з такими геометричними характеристиками:
    WX=581,7см3>Wтр, SX=328,6см3; IX=10060см4>Iтр; tf=8,5мм, tW=6,2мм, b=155мм, h=346мм,
    А=49,53см2,

    маса

    1

    м

    довжини

    g=38,9

    кг.

    Для

    уточнення

    A f  b  t f  15,5  0,85  13,175cм 2 ; АW  A  2 A f  49,53  2  13,175  23,18см 2 .

    При

    Af
    AW



    13,175
     0,568378 за табл. 2.1 с=1,11;
    23,18

    Перевіряємо підібраний двотавр за формулою:

    

    M
    c WX



    119,8035  10 3
     187,231  240  1,1  264 мПа; .
    1,11  581,7  10 6

    Оскільки I X  I Xн , перевірка жорсткостей балки буде надмірною.
    Перевіримо дотичні напруження в перерізі білки на опорі :

    с1

    знаходимо

    

    79,869 10 3
    Q

     28,854 МПа  RS  S  0,58  240 1,1  153,12 мПа
    tW h 8 10 3  0,346

    Отже міцність на жорсткість балки БН-1 забезпечена і прийнятий двотавр є №35Б1.
    Балка БН-2:
    при l = 4.5

    
    wт р

    M
     Ry c ;
    w
    83,1969  100
    M


     808,7см 3 ;
    R y  c 1,12  240  1,1  10 1

    Mн 

    M max





    qн=26,623

    83,1969
     76,3496кНм;
    1,19598

    M=83,197 кНм

    5 ql 3
    1
    f



    l 384 EI 250
    5 М н l  l 
    1  76,3496  450  100
      

    Iтр 
     250  4733,97см 4
    1
    5
    48
    E  f u
    48  2,1  10  10

    Q=66,5575 кН

    Беремо двотавр №30Б1 (ГОСТ 26020-83) з такими геометричними характеристиками:
    WX=427см3>Wтр, SX=240см3; IX=6328см4>Iтр; tf=8,5 мм, tW=5,8мм, b=140мм, А=41,92см2, маса
    1 м довжини g=32,9кг/м, h=296мм. Для уточнення с1 знаходимо A f  b  t f  14  0,85  11,9cм 2 ,
    АW  A  2 A f  41,92  2 11,9  18,12см 2 . При

    Af
    AW

     0,657 за табл. 2.1 с=1,05.

    Перевіряємо підібраний двотавр за формулою:

    

    83,623 10 3
     177,23  240 1,1  264 МПа; .
    1,05  427 10 6

    Оскільки I X  I Xн , перевірка жорсткостей балки буде надмірною.
    Перевіримо дотичні напруження в перерізі білки на опорі :

    

    66,5575  10 3
    Q

     38,77 МПа  RS  S  0,58  240  1,1  153,12 МПа;
    tW h 5,8  10 3  0,296

    Отже, міцність і жорсткість балки БН-2 забезпечена і прийнятий двотавр є №30Б1.
    Підбір перерізів головних балок.(при нормальній схемі)
    Головні балки беремо складеного зварного перерізу, які при значних прольотах

    (l >

    9…10 м), як правило, більш ефективні, ніж прокатні. Для вибору найкращої схеми балочної
    клітки власну вагу балки можна визначити без підбирання перерізу за емпіричними
    формулами, кг/м:
    при розрахунку в межах пружних деформацій


    1,025M max
    q n    0,42h  0,21h 2  0,21

    Ry h



      10  2 ;



    при розрахунку з врахуванням обмежених пластичних деформацій

    1,025M max   2
    qn    0,42h  0,21h 2  0,21
     10 ;

    1,12 Ry h 

    де  - конструктивний коефіцієнт, що дорівнює 1,05 – 1,1 для зварних балок і 1,15 – 1,20 для
    балок на високоміцних болтах;   7850

    кг
    щільність сталі; h – висота балки в метрах, яку
    м3

    1 1 
    беруть такою, що дорівнює  ...   l ; 1,025 – коефіцієнт, що враховує збільшення момента
     9 10 
    від власної ваги балки. Значення Ry слід підставляти в МПа, а Мmax – в кНм.
    Балка ГБ-1 завантажена однією опорною реакцією балки настилу БН-1 з кроком а=1м:
    :

    6
     l 

    F1  V1   g1 1    f  79,869   0,328   1,05 
    2

     2
     81,09435кН ;

    qекв 

    F1 81,09435
    кН

     81,09435
    ;
    a
    м
    1

    q екв l 12
    81 , 09435
    M max 

    8
    8
     1459 , 6983 кН  м ;

    q nГБ 1

     15

    2





    2

    15
    1,025  1459,6983 
    кг
     15 
    2
     1,1  7850 0,42  0,21   0,21
      10  163,8381 ;
    15
    10
    м
     10 


    240
    10
    
    

    Балка

    ГБ-2

    завантажена

    двома(×15)

    опорними реакціями балок настилу БН-1 і БН-2 з
    кроком а=1 м:


    F ек  F1  V 2   g 2


     66 ,5575   0 ,329

     148 . 515475 кН ;

    qекв

    l2 
       f  81 . 09435 
    2 
    4 .5 
      1, 05 
    2 

    q екв l12
    Fек 148,515475
    кН
     2673,27855кНм;


     148,515475
    ; M max 
    8
    a
    1
    м
    q nГБ  2



    2

    15
    1,025  2673,27855 
    кг
     15 
    2
     1,1  78500,42  0,21   0,21
      10  242,16 ;
    15
    10
    м
     10 


    240
    10
    
    

    І.3.3. Розрахунок варіанту ускладненої схеми.
    Підбір перерізу балки ДБ-1 з прольотом 7 м:
    M
     Ry c ;
    w
    M
    486,53100
    wт р 

     1842,92см3 ;
    1
    Ry c 2401,110

    

    Mн 

    M max





    486,53
     406,80227кНм;
    1,19598

    f
    5 ql3
    1
    ;



    l 384 EI 250
    5 М н  l  l  5  406,80227 700100
      
    I тр  
     250102  30268,26см4 ;
    5
    1
    48 E  f u
    48 2,110 10
    Переріз балки ДБ-1 будемо підбирати в припущені пружної роботи сталі, відтоді як балка
    завантажена зосередженими силами і місцеві напруження в стінці

    σloc≠0 в разі відсутності

    ребер жорсткості:
    Беремо двотавр №55Б1 (ГОСТ 26020-83) з такими геометричними характеристиками:
    WX=2051,0см3>Wтр, SX=1165,0см3; IX=55680см4>Iтр; tf=13,5 мм, tW=9,5мм, b=220мм,
    h=547мм,r=24мм, маса 1 м довжини g=89кг.
    Перевіряємо підібраний двотавр на міцність за формулою:
    486,53  10 3
    
     237,216  240  1,1  264 мПа .
    2051  10 6
    Оскільки I X  I Xн , перевірка жорсткостей балки буде надмірною.
    Перевіримо дотичні напруження в перерізі білки на опорі :

    

    QS X 325.422  1165  10 6  10 3

     71.67 мПа  RS  S  0,58  240  1,1  153.12 мПа;
    tW h
    55680  10 8  0,0095
    Місцеві напруження в стінці балки на відстані tf+r=13.5+24=37.5mm від верхньої

    кромки під зосередженою силою F=108,474кН;
    lef-умовна довжина розподілення місцевих напружень в стінці під балкою БН-3 з
    шириною полиці bf=11см;
    lef=(tf+r)·2+bf=(1,35+2,4)·2+11=18,5;

     loc 

    F
    108.474

     61.72 МПа  153,12 МПа;
    tW  lef 0.95 10 2 18.5 10 2

    Перевірка зведених напружень у стінці під зосередженими силами:
    2
     зв   x2   loc
      x loc  3 xy2  1.15 R y  c ;

    де

    Mhw 486,53  10 3  (54,7  2  1,35)  10 2
    x 

     227,161МПа
    2I x
    2  55680  10 8

    -

    нормальні

    напруження в стінці в рівні поясних швів;  loc  61,72МПа - місцеві напруження;

     xy  71,67 МПа - дотичні напруження;
     пр  227,16 2  61,72 2  227,16  61,72  3  71,67 2  247,88МПа  1,15  240  1,1  303,6 МПа;
    Перевіримо

    балку

    ДБ-1

    на


    bf 
    bf
     0,35  0,0032   0,76  0,02
    b f 
    t f 
    tf
    l ef

    загальну

    стійкість

    за

    формулою

     bf  E
     
    , беручи за розрахунковий проліт lef
    h  R
    y
     0

    відстань між балками настилу а=100 см. Умови використання формули:
    h 547

     2,48  1 , але менше за 6;
    bf
    220

    bf
    tf
    Найбільше значення

    lef
    bf



    220
     16,29  16 , але менше ніж 35.
    13,5

    , за якого загальна стійкість балки буде забезпечена:

    l ef

    1 

     0,35  0,0032  16  0,76  0,02  16 
     29,5804  24,75; ,
    bf 
    2,48 
    що більше за реальне значення

    a 100

     4,5454; .
    bf
    22

    Таким чином, балка задовольняє умови міцності, жорсткості і загальної стійкості.
    Підбір перерізу балки ДБ-2 з прольотом 10 м:

    
    wт р

    M
     Ry c ;
    w
    1351,5  100
    M


     1276,591см 3 ;
    1
    R y  c 240  1,1  10

    Mн 

    M max





    1351,5
     281,7935кНм;
    1,19598

    f
    5 ql 3
    1



    ;
    l 384 EI 250
    Iтр 

    5 М н l  l 
    5  11130,035 1000 100
      
    250 102  17412,313 м 4 ;

    1
    5



    48 E  f  u
    48 2,1 10 10

    Переріз балки ДБ-2 будемо підбирати в припущені пружної роботи сталі, відтоді як балка
    завантажена зосередженими силами і місцеві напруження в стінці

    σloc≠0 в разі відсутності

    ребер жорсткості:
    Беремо двотавр №45Б2 (ГОСТ 26020-83) з такими геометричними характеристиками:
    WX=1291,9см3>Wтр,

    SX=732,9см3;

    IX=28870м4>Iтр;

    tf=13,0мм,

    tW=8,4мм,

    b=180мм,

    h=447мм,r=21мм, маса 1 м довжини g=67,5кг.
    Перевіряємо підібраний двотавр на міцність за формулою:

    

    1353,5  10 3
     260,8716  240  1,1  264 МПа; .
    1291,9  10 6

    Оскільки I X  I Xн , перевірка жорсткостей балки буде надмірною.
    Перевіримо дотичні напруження в перерізі білки на опорі :

    

    QS X 269,616  732,9 10 6 10 3

     81.4825МПа  RS  S  0,58  240 1,1  153.12 мПа;
    tW h
    28870 10 8  0,0084
    Місцеві напруження в стінці балки на відстані tf+r=13.0+21=34,0mm від верхньої

    кромки під зосередженою силою F=107,8465кН;
    lef-умовна довжина розподілення місцевих напружень в стінці під балкою БН-3 з
    шириною полиці bf=11см;
    lef=(tf+r)·2+bf=(1,3+2,1)·2+9=15,8;

     loc 

    107.8465
    F

     81,26 МПа  153,12 МПа;
    tW  l ef 0.84  10  2  15,8  10  2

    Перевірка зведених напружень у стінці під зосередженими силами:
    2
     зв   x2   loc
      x loc  3 xy2  1.15 R y  c ;

    де  x 

    Mhw 1351,5  10 3  (44,7  2  1,3)  10 2

     245,73МПа; - нормальні напруження
    2I x
    2  28870  10 8

    в стінці в рівні поясних швів;  loc  81,26МПа - місцеві напруження;

     xy  81,4825МПа - дотичні напруження;
     пр  260,87 2  81,26 2  260,87  81,26  3  (81,4825) 2  270,8805МПа  1,15  240 1,1  303,6 МПа;
    Перевіримо балку ДБ-2 на загальну стійкість, беручи за розрахунковий проліт lef відстань
    між балками настилу a=1м.
    h 447

     2.4833333... , але менше за 6;
    b f 180

    bf
    tf
    Найбільше значення

    lef
    bf



    180
     13,84  14 , але менше ніж 15.
    13,0

    , за якого загальна стійкість балки буде забезпечена:

    lef

    1 

     29,5804  24,75; ,
     0,35  0,0032 16  0,76  0,02 16 
    2,48 
    bf 
    що більше за реальне значення

    a 100

     4,5454; .
    22
    bf

    Таким чином, балка задовольняє умови міцності, жорсткості і загальної стійкості.
    Підбір перерізів головних балок (при ускладненій схемі).
    Головна балка ГБ-3.
    6
     l 

    F '  V3   g 3 2   f  325 ,422   0.89    1,05 
    2 
    2


     328 .225 кН ;
    Максимальний крутний момент

    M max  328,2255  4  1312,902кН  м;
    Qmax=F΄=328.2255кН;Власна вага балки за умовою пружної
    роботи

    q nГБ 3



    2

    15
    1,025  1312 ,902 
     15 
    2
     1,1  7850 0,42  0,21   0,21
      10 
    15
    10
    10
     


    240
    10
    
    

     154,36

    кг
    ;
    м

    Головна балка ГБ-4.
    F΄=328.225кН;
    4,5 
     l 

    F ' '  V 4   g 4 3   f  F '  269 ,616   0.67 
      1,05  F ' 
    2 
    2 


     271,37475  328 ,2255  599 ,6 кН ;

    Qmax=F΄΄=599,6кН;
    Максимальний крутний момент

    M max  599.6  4  2398.4кН  м;
    Власна вага балки за умовою пружної роботи

    q nГБ  4



    2

    кг
    15
    1,025  2398,4 
     15 
    2
     1,1  7850 0,42  0,21   0,21
      10  224,42 ;
    15
    м
    10
     10 


    240
    

    10


    Настил t=8мм
    Балки настилу

    1

    Головні балки
    Настил t=8мм
    Допоміжні балки
    2

    Маса сталі, кг
    1 м2
    (1м)

    БН-1
    БН-2
    ГБ-1
    ГБ-2

    6
    4.5
    15
    15

    11
    11
    1
    2

    ДБ-1
    ДБ-2
    ГБ-3

    7
    10
    15

    3
    3
    1

    62,8
    38,9
    32,9
    163,84
    242,16
    62,8
    89
    67,5
    154,36

    ГБ-4

    15

    2

    224,42

    однієї
    балки

    на
    групу

    Повні
    витрати

    Кількість
    балок

    Проліт
    балки, м

    Варіант

    Елемент
    конструкції

    Марка
    елемента

    Витрати сталі на одну комірку робочої площадки площею 6  4.5  15  132 м 2

    8289,6
    233,4
    2567,4
    164,5
    1809,5 20444,5
    1966
    1966
    2906
    5812
    8289,6
    534
    1602
    337,5
    1012,5
    1852,32 1852,32 20928,9
    2693,04 5386,08

    Головні балки

    Таким чином, перший варіант (нормальна схема) виявився більш економічним за
    витратами сталі.
    ІІ Глава.
    Проектування складених балок.

    3.1. Компонування складеного перерізу.
    Підбір перерізу зварної головної балки Б1 за першою схемою компонування.
    Внаслідок значної кількості зосереджених сил F, що діють на балку, розрахункові
    зусилля M і Q визначатимемо від еквівалентного рівномірно розподіленого навантаження,
    значення якого після уточнення з врахуванням власної ваги балки qnГБ 2 становитиме.
    ГБ  2
    q екв


    F
    148,5475
    кН
     q nГБ  2  f 
     2,42  1,05  151,1
    ;.
    a
    1
    м

    Визначимо розрахунковий згинальний момент у середині балки і поперечну силу на
    опорі:

    M max 

    q екв l 2 151,1  15 2

     2719,62кН  м;
    8
    8

    Qmax 

    Момент

    в

    середині

    q екв l 151,1  15

     906,6кН ;
    2
    2

    прольоту

    від

    нормативного

    навантаження

    обчислимо

    використовуючи середній коефіцієнт за навантаженням  cf  1,19598 :
    M

    M max



    c
    f



    2719,62
     2273,97 кН  м;
    1,19598

    Головну балку розраховуємо в межах пружної роботи сталі. Необхідний момент
    опору перерізу за формулою:
    Wnн 

    M max 2719,62  10 2

     8256,15см 3 ; .
    1
    R y  c 240  10  1,1

    Тут R y  240 МПа - розрахунковий опір сталі за межею текучості для листового
    прокату при товщинах 4 – 20 мм зі сталі С245.
    Оптимальна висота балки:
    hopt  h 3 W н w  1,13 8256,15  162,7  121,37см; .

    Тут гнучкість стінки становить:

    w  w

    2,1  10 5
    E
     5,5
     162,7 ,
    240
    Ry

    а умовна гнучкість стінки взята такою, що дорівнює w  5,5  6 .
    Мінімальна висота балки:
    hmin 

    5R y l  l  M n 5  240  1500
    2273,97
     

     250 
     59,724см .
    5
    24 E  f  M
    2719,62
    24  2,1  10

    Найбільша можлива висота балки, виходячи з будівельної висоти перекриття
    hбуд  7,6  5,8  180см , при поверховому сполученні з балкою настилу становить:
    hmax  hбуд  hБ 2   t  180  29,6  0,8  12,5  137,1см;

    Тут

     t - сумарна товщина настилу і підлоги.

    Відтоді як hopt  hmin , а hmax  hopt , можна взяти висоту балки близькою до
    оптимальної. Тому беремо стінку висотою 124 см (з листа шириною 1250 мм, ГОСТ 1990374 зі змінами мінус 1 см на обробку поздовжніх кромок). Необхідна товщина стінки:
    t  1,12

    Qmax
    906,6
     1,12
     0,5см
    hw Rs c
    124  0,58  240 1,110 1

    Виходячи з умовної гнучкості стінки  w  5,5  6 , щоб не встановлювати поздовжні ребра
    жорсткості для забезпечення місцевої стійкості стінки, необхідна товщина стінки:
    tw 

    hw

    Ry

    w

    E



    124
    240
     0,76см .
    5,5 2,1  10 5

    Остаточно беремо товщину стінки t w  8 мм .
    Знаходимо необхідну площу поясу: A нf 

    W н t w hw 8256,15 0,8 124



     50,05см 2 .
    hw
    6
    124
    6

    Для забезпечення місцевої стійкості поясу його товщина:
    A нf

    tf 

    E
    Ry



    50,05
    2,1  10 5
    240

     1,3см .

    Беремо пояси з універсальної сталі (ГОСТ 82-70 зі змінами) з розмірами
    b f t f  420  16 мм А f  67,2см 2 . Відношення ширини звісу поясу до товщини відповідає
    формулі:
    bef
    tf
    Повна
    bf
    h



    висота



    42  0,8
    2,110 5
     12,875  0,5
     14,79 .
    2 1,6
    240

    балки

    h  hw  2t f  124  2  1,6  127,2см .

    Відношення

    42
    1

    , що відповідає рекомендованим значенням.
    127,2 3,03

    Визначимо геометричні характеристики підібраного перерізу.
    Момент інерції:
    2

    2

    tf 
    h
    t h3
    0,8  124 3
     124 1,6 
    4
     2  1,6  42

    I x  w w  2t f b f  w   
      657160,34см .
    2
    2
    12
    2
    2
    12




    Момент опору:
    W

    I x  2 657160,34  2

     10332,71см 3 .
    h
    127,2

    Міцність балки забезпечена:

    

    M 2719,62  10 3

     263,2 МПа  R y  c  240  1,1  264 МПа .
    W
    10332,71

    Перевіряємо жорсткість балки:
    5M n l
    f
    5  2273,97  15  10 5
    1
    1
    f 



      
    5
    l 48 EI x 48  2,1  10  657160,34 485  l  u 250
    Жорсткість балки також забезпечена.

    3.2. Зміну перерізу поясів виконуємо на відстані x  2,15 м від опори, де до головної
    балки не примикає балка настилу.

    Згинальний
    момент
    сила

    і
    в

    перерізуюча
    місці

    зміни

    перерізу:

    Mx 

    q екв xl  x  151,1  2,15  15  2,15

     1599,96кН  м ;
    2
    2


    l

     15
    Q x  q екв   x   151,1    2,15   581,735кН .
    2

    2

    Будемо вважати, що стиковий шов поясів виконується без застосування фізичного
    контролю якості, тому розрахунковий опір зварного шва при розтягуванні Rwy  0,85 ,
    Ry  0,85  240  204 МПа .

    Необхідний момент опору зміненого перерізу:
    W1н 

    Mx
    1599,96  10 3

     4129,95см 3 ,
    Rwy  c
    204  1,1

    а необхідна площа зміненого поясу
    A нf 1 

    4129,95 0,8 124

     49,84см 2 .
    124
    6

    Беремо пояс з універсальної широкосмугової сталі (ГОСТ 82-70 зі змінами) перерізом





    b f 1  t f  250  16 мм A f 1  40см 2 .

    Момент інерції і момент опору зміненого перерізу балки:
    2

    0,8 124 3
     124  1,6 
    4
     2  25 1,6  
    I x1 
      442615,46см ;
    2
    12


    W1 

    2  442615,46
     6959,36см 3 .
    127,2

    Нормальні напруження в зварному шві:

    1 

    M x 1599,96  10 3

     229,9МПа  Rwy  c  0,85  240  1,1  224,4 МПа .
    W1
    6959,36

    Перевіримо найбільші дотичні напруження в стінці балки на опорі:

    

    Q  S1 581,735  4049,6 10
     66,5МПа  RS  C  0.58  240 1.1  153.12МПа

    I x1t w
    442615,46  0,8

    де S1 – статичний момент половини перерізу відносно нейтральної осі:
    S1  A f 1

    h

    w

     hf
    2





    t w hw2
    124  1,6  0,8  124 2  4049,6см 3 .
     40 
    8
    2
    8

    3.3. Поясні з’єднання.
    Перевіряємо зведені напруження в рівні сполучення стінки з поясом у місці зміни
    ширини поясу при  loc  0 :

     пр   x2  3 xy2  224,1167 2  3  (41,27) 2  235,24МПа  1,15R y  c  1,15  240  1,1  304 МПа

    де  x 

     чн 

    M x hw 1599,96  124  10 3

     224,1167 МПа ;
    2 I x1
    2  442615,46

    QS f1
    I x1t w



    581,735  2512 10
     41,27 МПа
    442615,46  0,8

    тут S f 1 - статичний момент поясу відносно нейтральної осі Х-Х1:
     hw  t f
    S f 1  A f 1 
     2


    124  1,6
      40
     2512см 3 .
    2


    При варіанті поверхового опирання балок настилу на головну балку місцеві
    напруження:

     loc 

    F
    148,515475 10

     99,27 МПа  R y c ,
    t w lef
    0,8 18,7

    де l ef  b  2t f  15,5  2  1,6  18,7см .
    Місцева стійкість стінки. Відтоді як умовна гнучкість стінки становить

    w 

    hw
    tw

    Ry
    E



    124
    240
     5,24  3,2 ,
    0,8 2,1  10 5

    то стінку балки необхідно підкріпити основними поперечними ребрами жорсткості з
    максимальним кроком a max  2hw  2  124  248см . Місцеві напруження в стінці  loc  R y  c ,
    тому з умов міцності поперечні ребра жорсткості в місцях спирання балок можна не ставити.
    Це дозволяє взяти крок ребер жорсткості a  100см , з передбаченням того, що балки настилу
    будуть кріпитися до ребер жорсткості. Тоді σloc=0, перевірку місцевої стійкості слід вести
    при М та Q, обчислених в середині відсіків.

    В першому відсіку на відстані Х=0,5м від
    опори діють:
    M1 

    q екв x1 l  x1  151,1  0,5  15  0,5

     865,95кН  м ;
    2
    2

    l

     15

    Q  qекв   x1   151,1    0,5   831,05кН .
    2

    2

    Нормальні стискуючі напруження в стінці в рівні її сполучення з поясом
    M 1hw 865,95  124  103
    

     121,3МПа .
    2 I x1
    2  442615,46
    Середні дотичні напруження

    

    Q1 831,05 10

     81,667 МПа
    t w h 0,8 127,2

    Нормальні критичні напруження при  loc  0 .
    Знаходимо коефіцієнт 
    bf1  t f

     
    hw  t w

    3


    25  1,6 
      0,8

      1,29 .
    124  0,8 


    При δ=1,29 шляхом інтерполяції знаходимо Сcr =32.022, тепер знаходимо cr

     cr 

    С cr R y



    2
    W



    32,022  240
     279,9 МПа .
    5,24 2

    Знайдемо дотичні критичні напруження

     cr

    де ef 

    d
    t

    Ry
    E





    0,76  Rs
    0,76  0,58  240


     10,31 
     119,98МПа ,
     2  10,3  1 
    
    2 
    1,24 2  4,2256 2
    h




    w
    ef
       


      a  



    100
    240
     4,2256 .
    0,8 2,1  10 5

    Критичні місцеві напруження

     loc.cr 
    де  a 

    a
    tw

    Ry
    E



    c1  R y



    2
    a



    15.2  240
     204,3МПа ,
    4.22566 2

    100
    240
     4.22566
    0,8 2,1  10 5

    Перевіряємо стійкість стінки першого відсіку

     

    
     loc
      cr  loc.cr

    2

    2

    2

    2

       
    0   81,667 
     121,3
         

     
      0,8069216   c  1,1

    279
    ,
    9
    204
    ,
    3
    119
    ,
    98




      cr 

    Перевірка стійкості другого відсіку:
    M2 

    151,1  1,5  15  1,5
     1189,91кН  м ;
    2

     15

    Q  151,1    1,5   679,95кН .
    2

    Стискуючі напруження в стінці

    

    1189,91  124  10 3
     166,68МПа .
    2  442615,46

    і середні дотичні напруження

    

    Q1 679,95  10

     66,82 МПа .
    t w h 0,8  127,2

    σcr=279.9МПа; τcr=119,98МПа;
    Стійкість другого відсіку:
     

    
     loc
      cr  loc.cr

    2

    2

    2

    2

       
    0   66,82 
     166,68
         

     
      0,8153   c  1,1
     279,9 204,3   119,98 
       cr 

    Перевірка стійкості середнього відсіку:
    M2 

    151,1  6  12  6
     2719,8кН  м ;
    2
     12

    Q  151,1    6   0кН .
    2


    Стискуючі напруження в стінці

    

    2719,8  124  10 3
     251,25МПа .
    2  671160,34

    і середні дотичні напруження

    

    Q1
    0  10

     0МПа .
    t w h 0,8  127,2

    σcr=279.9МПа; τcr=119,98МПа;
    Стійкість середнього відсіку:
     

    
     loc
      cr  loc.cr

    2

    2

    2

    2

       
    0   0 
     251,25
         

     
      0,897   c  1,1
     279,9 204,3   119,98 
       cr 

    З конструктивних рішень беремо ребра жорсткості з розмірами
    bh t h  80  6 мм . Тут t h  2bh

    Ry
    E

     2  80

    240
     5,409 мм, t h  6 мм. .
    2,1  10 5

    Розрахунок поясних кутових швів. Маючи на увазі, що  loc  0 , визначимо зсувне
    зусилля між поясом і стінкою
    T
    З’єднання

    поясів

    Qmax S f 1
    I x1
    зі



    906,6  2740
     5,61кН (на 1 см).
    442615,46

    стінкою

    здійснюємо

    двобічними

    кутовими

    швами

    полуавтоматичним зварюванням. Відповідно до норм проектування виконуємо зварювання
    зварним дротом СВ-08А з Rwf=180 МПа, Rwя=0,45, Run=0,45360=162 МПа,  f  0,7 і  z  1 .
    Відтоді як виконується умова

     f Rwf  0,7  180  126 МПа   z Rwz  1  162  162 МПа ,

    обчислюємо тільки за металом шва.
    Необхідний катет швів
    kf 

    T
    5,61

     0,2024см .
    2  f Rwf  wf  c 2  0,7  180  10 1  1  1,1

    Беремо мінімальний катет шва k f  5 мм .
    3.4. Опорні частини балки.
    Розрахунок торцевого опорного ребра. Опорне ребро сприймає опорну реакцію
    V  Qmax  906,6кН .
    Необхідна площа опорного ребра з умови зминання
    Asн  bs t s 

    V
    906,6  10

     22,89см 2 .
    R p c
    360  1,1

    Тут R p  Ru  360 МПа для сталі С245 при товщині t=10…20 мм. Призначаємо ширину
    торцевого

    опорного

    ребра

    Asн 22,89
    t 

     0,9156см .
    bs
    25
    н
    s

    bs  b f 1  250 мм

    Беремо

    опорне

    і
    ребро

    визначаємо

    його

    розмірами

    товщину

    250х10

    мм

    ( As  25  1,0  25см 2 ). Перевіряємо опорну частину балки (рис. 1, г) як умовний центрально
    стиснений стержень

    

    V
    906,6  10

     253,4 МПа  R y  c  240  1,1  264 МПа
      Aef 0,959  37,305

    де Аef – розрахункова умовна площа стержня
    Aef  t s bs  0,65t w2

    E
    2,1  105
     1,0  25  0,65  0,64 
     37,3054см 2
    Ry
    240

    Коефіцієнт поздовжнього згину , обчислений за гнучкістю
    умовного стержня

    s 
    де i x 

    hw
    124

     20,988  21;  (дод.4)    0,959
    ix
    5,908

    Ix
    1302,08

     5,908см ;
    Aef
    37,305
    Ix 

    t s bs3 1,0  25 3

     1302,08см 4 .
    12
    12

    Перевіримо відповідність ширини звісу опорного ребра умові місцевої стійкості:
    bef
    ts



    b t
    25  0,8
     s w 
     12,1  0,36  0,1 s
    2t s
    2  1,0



    E 
    240
      0,36  0,1  20,988
    Ry 
    2,1  10 5
    .

     2,1  10 5

     12,75

    240


    Таким чином, місцева стійкість забезпечена.
    Опорне ребро прикріплюється до стінки двобічними кутовими швами. Матеріали для
    зварювання беремо, як і для поясних швів.
    Мінімальний катет зварного шва при n=2:
    k f ,min 

    1

    V

    f

    85  2  Rwf   wf   c



    1
    906,6  10
     0,7414см .
    0,7 85  2  180  1  1,1

    Призначаємо k f  10 мм , що допустимо: k f  1,2t min  1,2  10  12 мм .
    Відтоді

    як

    lw  hw  124см  85  f k f  85  0,7  1  59,5 см ,

    остаточно

    беремо

    k f  10 мм .

    Виступаючу

    частину

    опорного

    ребра

    призначаємо

    такою,

    що

    дорівнює

    15 мм  1,5t s  1,5  12  18 мм .

    3.5. Розрахунок вузлів сполучення балок.
    Розраховуємо вузол шарнірного сполучення в одному рівні на болтах балки настилу з
    головною балкою.
    Беремо болти d  28 мм класу міцності 4,8, класу точності С. Площа перерізу болта
    АВ  3,14 см 2 . Розрахунковий опір болтів зрізуванню Rbs  160 МПа . Матеріал елементів,

    що з’єднуються, сталь С245 товщиною t до 10 мм, для якої Ru  360 МПа , а звідси
    розрахунковий опір елементів при зминанні Rbp  430МПа .
    Несуча здатність одного болта при роботі на зрізування
    N b  Rbs b Ab ns  160  0,9  3,14  1  101  45,2 кН ,

    Несуча здатність одного болта при роботі з’єднання на зминання
    N b  Rbp  b d  t  430  0,8  2,8  0,6  10 1  41,28кН

    Тут вважатимемо: коефіцієнт роботи з’єднання  b  0,9 при зрізуванні і  b  0,8 при
    зминанні; кількість площин зрізування n з  1 ; мінімальна товщина елемента, що зминається
    в одному напрямі

    t  t

    з

     6 мм (tз – товщина ребра жорсткості).

    Необхідна кількість болтів для сприйняття опорної реакції V
    Для -БН-1 (І №35Б1) V=79,889кН;
    -БН-2 (І №30Б1) V=66,5575кН;
    nb1 

    1,2V 2
    1,2V1
    1,2  66,5575
    1,2  79,869

     3,7589 ;

     4,1107 ; nb 2 
    1,1  41,28
     c N b. min
     c N b. min
    1,1  41,28

    1
    2
    nbБН
     5болта; nbБН
     4болтів;
    1
    2

    Беремо nb=5, діаметр отворів для болтів d 0  d b  2 мм  28  2  30 мм . Мінімальна
    висота з’єднувального елемента з умови розміщення болтів
    1
    hmin
     4d 0  2,5d 0 nb  1  4  30  2,5  30  5  1  198 мм .

    Для БН-1 з’єднувальний елемент виконуємо з листа товщиною t=6 мм і висотою
    h=260 мм. Перевіримо переріз з’єднувального елемента (накладки) за умовою зрізання

    

    3V
    3  79.869  10

     102.92  Rs  c  153,12МПа
    2t h  nb d 0  2  0,6  26  5  3,0
    2
    hmin
     4d 0  2,5d 0 nb  1  4  30  2,5  30  4  1  143 мм .

    Для БН-2 з’єднувальний елемент виконуємо з листа товщиною t=6 мм і висотою
    h=200 мм. Перевіримо переріз з’єднувального елемента (накладки) за умовою зрізання

    

    3V
    3  66,5575  10
     108,05МПа  Rs  c  153,12 МПа

    2t h  nb d 0  2  0,6  20.0  4  3,0 

    3.6. Розрахунок монтажного стика складеної балки на високоміцних болтах.
    Стик передбачаємо на відстані 6,0 м від опори, де
    M  151,1  6,0  15  6,0  

    1
     2719,8кН  м ;
    2

     15

    Q  151,1    6,0   0 кН .
    2

    Стик виконуємо за допомогою високоміцних болтів діаметром d b  24 мм зі сталі
    40Х ,,селект”. Для таких болтів нормативний опір Rbun  1100 МПа , а розрахунковий опір
    при розтягуванні Rbh  0,7 Rbun  0,7  1100  770 МПа . Розрахункове зусилля, яке сприймає
    один болт при двох площинах зсуву (k=2)
    Qbh 

    Rbh  b Abn k

    h



    770  10 1  3,52  1,0  0,35  2
     177,8 кН
    1,06

    Тут  b  1,0 у припущенні, що кількість болтів n  10 ; коефіцієнт тертя   0,35 , що
    відповідає обробці поверхні сталевими щітками без консервації; коефіцієнт надійності

     h  1,06 при регулюванні натягнення болтів по куту закручування .
    Згинальний момент, що припадає на стінку
    Iw
    158885,33
     2719,8
     657,6кН  м ,
    I
    657160,34

    Mw  M
    де момент інерції стінки I w 

    1  124 3
     158885,33см 4 .
    12

    Згинальний момент, який припадає на пояси
    M f  M  M w  2719,8  657,6  2062,2кН  м
    Зусилля в поясах (накладках)
    Nf 

    Mf



    h0

    2062,2  10 2
     1641,88кН
    127,2  2  0,8

    Перекриваємо пояси балки трьома накладками, одна з яких має переріз 420х10 мм і
    дві інші 200х100 мм. Загальна площа накладок Aн  42  1  2  20  1  82 см 2  A f  72 см 2 .
    Необхідна кількість болтів для прикріплення накладок до поясу
    n
    Беремо

    12

    Nf
    Qbh  c

    болтів,

    які



    1641,88
     9,23 .
    177,8  1,0
    розміщуємо

    з

    мінімальним

    кроком

    amin  2,5d 0  2,524  2   65 мм . Пояс ослаблений чотирма отворами покраю накладки і
    A fn  t f b f  d 0 n1   1,6  42  2,6  4   50,56см 2 .

    його площа нетто

    Оскільки А fn  0,85 A f  61,2 см 2 , перевірку міцності необхідно вести за умовною площею
    Ay  1,18  A fn  1,18  50,56  59,661см 2 .

    Несуча спроможність ослабленого поясу
    N fn  Ay R y  59,661  240  10 1  1431,86кН ,

    а розрахункове зусилля в першому від краю накладки перерізі, де розташовані болти:
    N f .red  N f  0,5n1Qbh  1641,88  0,5  4  177,8  1286,28кН .
    Отже, міцність поясу забезпечена.
    Стінку перекриваємо двома накладками з розмірами 300х1036х6 мм і призначаємо
    відстань між крайніми рядами болтів:
    hmax  1240  2  152  936 мм .
    Обчислюємо необхідний коефіцієнт стиску

    н 

    N b mhmax c 177,8  2  93,6  1

     0,506 .
    Mw
    657,6  102

    Знаходимо кількість рядів болтів по вертикалі k=10 і розміщуємо їх з мінімальним
    кроком: a min  104 мм  2,5d 0  2,5  26  65 мм .
    Перевіряємо умови працездатності крайнього болта
    N max 

    M w hmax 657,6  0,936

     172,4кН  Qbh  177,8 .
    2  1,785
    m hi2

    Тут

    h

    2
    i

     10,4 2  3  10,4  5  10,4   7  10,4  9  10,4  17846,4см 2 ;
    2

    2

    2

    2

    hmax  9  10,4  93,6cм

    Вертикальне зусилля в болтах від перерізувальної сили Q
    V

    Q 0

    0
    n 10

    Перевіряємо працездатність найбільш віддаленого болта за умовою:
    2
    S b  N max
     V 2  172,4 2  0  172,4кН  Qbh  177,8кН .

    ІІІ Глава.

    Центрально стиснені колони і стержні.
    ІІІ.1. Підбір перерізу центрально стиснутої колони.
    Розрахунок і конструювання стержня наскрізної колони з безроскосною решіткою
    (планками) за даними попередніх розрахунків.
    Колона

    сприймає

    навантаження

    N=2·Qmax=2·891,1=1782,2≈1800кН.

    Задаємося

    попередньою гнучкістю   60 і знаходимо відповідне значення   0 ,805 , при Ry=240Мпа
    для фасонного прокату зі сталі С245 при t=10...20мм. Обидва кінці колони закріплені
    шарнірно. Відмітка верху колони – 6,35м, заглиблення бази – 0,15м. Коефіцієнт умов роботи

     c 1.
    Визначимо необхідну площу перерізу вітки і радіус інерції відносно матеріальної осі
    Х-Х:
    ABн 

    N
    1800  10

     46,58см 2 ;
    2R y  c 2  0,805  240  1
    iхн 

    lef . х





    650
     10,83см ;
    60

    тут l ef . х  l  1  6,35  0,15  6,5 м - розрахункова довжина колони,
    μ=1 – умова закріплення колони, обидва кінці колони закріплені шарнірно.

    Беремо вітку з швелера №36 (ГОСТ 8240-89), переріз якого має такі характеристики:
    Аb=53,4см2, іх=14,2см, і1=3,1см, Ib=513см4, bf=11,0см. При цьому  х 

    l ef . х




    650
     45,775 , а
    14,2

      0,872 .
    Перевіряємо стійкість стержня відносно осі Х-Х

    

    N
    1800  10

     193,3МПа  R y  c  240  1  240 МПа .
    2Ab 2  0,872  53,4

    Стійкість стержня відносно матеріальної осі забезпечено.
    Розрахунок відносно вільної осі Y-Y виконуємо з умови рівностійкості стержня при
    вигинанні відносно осей X-X i Y-Y. Для цього прирівняємо зведену гнучкість ef до

    х  45,775 ; задамо гнучкість окремої вітки відносно власної осі 1  30 і обчислимо
    необхідне значення гнучкості стержня відносно осі

    нy  2ef  12  45,775 2  30 2  34,574 .
    Гнучкості нy відповідає радіус інерції перерізу i у 

    l ef . у

    у



    650
     18,8см і момент
    34,574

    інерції I у  i у2 A  18,82  2  53,4  37748,4см 4 . Знаходимо необхідну відстань між осями гілок
    1-1
    b0  2

    I x  2Ib
    37748,4  2  513
     37,086см .
     2
    A
    2  53,4

    Беремо b0  38,64см . При цьому зазор між внутрішніми краями полиць становить
    b0  2b f  2Z 0  38,64  2  11,0  2  2.68  22см , що перевищує мінімально необхідний, що
    дорівнює 100 мм.
    Дійсні:

    Доцільно:

    іх=14,2см;

    іх≈0,38h=13,3см;
    іу=19,43см;

    іу≈0,44b=19,36см.

    Геометричні характеристики перерізу відносно осі Y-Y
    2
    2




    38
    ,
    64
     b0 




     53,4   40890cм 4 ;
    I y  2 I b    Ab  2   513  





     2 
    2





    iy 

    Iy

    A

    40890
     19,567cм .
    2  53,4

    Гнучкість стержня відносно осі y-y

    y 

    l ef . y
    iy



    650
     33,22 .
    19,567

    Беремо розміри планок:
    d s  (0,5...0,75)  b0  191,8...287,7 ,приймаємо 240 мм
    t s  0,01...0,06 d s  6  12, приймаємо 8 мм
    0,8  24 3
     921,6см 4 .
    Момент інерції планки I s 
    12
    Розрахункова довжина вітки між краями планок l1  1i1  30  3,1  93см , а відстань
    між осями планок lb  l1  d s  93,0  24,0  117,0см .
    Для обчислення зведеної гнучкості ef відносно вільної осі визначимо параметр n
    n

    I b b0 513  38,64

     0,184  0,2 .
    I s lb 921,6  117

    Отже зведену гнучкість обчислюємо при 0,2

    ef  2y  0,8212 1  n   33,52  0,82  302 1  0,184  44,67  х  45,77.   0,874 .
    Тоді як ef   x , перевіряти стійкість стержня відносно осі Y-Y не має рації.
    Розрахунок планок. Знаходимо умовну поперечну силу:


    E N
    2,1  105  1800

    Q fic  7,15  10 6  2330    7,15  10 6   2330 
     21,42кН .

    Ry  
    240  0,874


    Згинальний момент і перерізувальна сила в планці в місці її прикріплення
    M1 

    Q fic lb
    4

    F

    21,42  117
     626,7кН  см ;
    4



    Q ficlb 21,42  117

     32,44кН .
    2b0
    2  38,64

    Прикріплюємо планки до віток за допомогою напівавтоматичного зварювання,
    кутовими швами з катетом k f  8 мм . Відповідно беремо: Rwf  180 МПа,

     f  0,7 і

    z 1
    Розрахунковий опір кутових швів за межею оплавлення
    Rwz  0,45 МПа,

    Run  0,45  360  162МПа .

     f Rwf  0,7  180  126 МПа   z Rwz  162 МПа , то

    Відтоді як виконується умова

    розрахунок швів виконуватимо тільки за металом шва.
    Довжину швів беремо такою, що дорівнює довжині планок, а катет швів
    k f  8 мм  1,2t s  1,2  8  9,6 мм .
    Площа перерізу кутових швів
    Awf   f k f l w  0,7  0,8  24  13,44см 2

    і момент опору
    wwf 

     f k f lw2
    6



    0,7  0,8  242
     53,76см3 .
    6

    Напруження у шві від момента і перерізуючої сили

    М 

    M 1 626,7  10

     116,6МПа ;
    wwf
    53,76

    F 

    F
    32,44  10

     24,137 МПа .
    13,44
    Awf

    Перевіряємо міцність шва за рівнодіючим напруженням:

     w   M2   F2  116,6 2  24,137 2  119,1МПа  Rwf  wf  c  180  1  1,1  198 МПа .
    Міцність зварних швів забезпечена.

    Проектування бази наскрізної колони. Матеріал бази – сталь 255, бетон фундаменту
    класу В 12,5 (Rb=7.5МПа). Розрахункове зусилля колони N=1800 кН.
    Необхідна площа плит бази
    A pl 

    N
    1800  10

     2000см 2 .
    Rb 
    7,5  1,2

    Беремо конструкцію бази з траверсами товщиною t tr  10 мм . Визначимо ширину з
    конструктивних міркувань:
    B  b  2ttr  2c  36  2  1  2  5,5  49см .
    Необхідна довжина плити
    L

    A pl
    B



    2000
     40,8см .
    49

    Беремо плиту бази розміром BxL=540x410 мм. При цьому напруження під плитою

    ф 

    N 1800  10
     8,13МПа  Rb  7,5  1,2  9МПа .

    BL
    54  41

    Для визначення товщини плити обчислимо згинальні моменти на різних ділянках.
    Ділянка 1 оперта на чотири боки, має довжину довгого боку b  44  1,5  42,5см ;
    короткого - a  36см .
    Відношення боків

    b 42,5

     1,18055...  1,2 , коефіцієнт   0,063 .
    a
    36

    Згинальний момент
    M 1   фa 2  8,96  0,063  36 2  10 1  73,156кН  см .

    Ділянка 2 консольна ділянка довжина короткого боку b1  2,5cм , вільного боку
    a1  36см . (Відношення

    b1 2,5

     0,07  0,5 , тому згинальний момент обчислюємо як для
    a1 36

    консольної ділянки):
    M 2  0,5   фb12  0,5  8,96  2,52  10 1  2,8кН  см

    Консольну ділянку 3 не перевіряємо, бо вона має равний звіс.
    Визначаємо товщину плити
    t pl 

    6M 1

    Ry c

    6  73,156  10
     3,68 см .
    270  1,2

    Тут Ry=270 МПа для сталі С255 при t=20…40 мм,  c  1,2 для опорних плит товщиною до 40
    мм. Беремо плиту товщиною t pl  37 мм , (з листа товщиною 39мм мінус 2мм на стругання).
    Прикріплення траверс до віток здійснюється напівавтоматичним зварюванням
    зварювальним дротом СВ-08А.

    Розрахункові

    характеристики:

    Rwf=180МПа;

    Rwz=0,45Run=0,45360=162МПа.

     f  0,7;  z  1,0;  wf  1,0 . Оскільки  f Rwf  0,7  180  126 МПа   z Rwz 
     1  176  162 МПа , обчислюємо тільки за металом шва.

    При чотирьох швах необхідний мінімальний катет шва
    k f . min 

    1

    f

    N
    1
    1800  10

     0,775см .
    4  85Rwf  wf  c 0,7 4  85  180  1  1

    Беремо kf=10 мм < ttr=1,210=12 мм
    Необхідна висота траверси
    htr 

    N
    1800  10

     35,7см .
    4  f k f Rwf  wf  c 4  0,7  1  180  1  1

    Вважаємо, що торці колони і траверси, а також верхня поверхня плити, стругані. В
    цьому випадку навантаження від колони і траверси на плиту передається через поверхні
    контакту, а їх прикріплення до плити здійснимо кутовими швами з мінімальним катетом kf=9
    мм (при товщині найбільш товстого з елементів, що зварюються, t pl  37 мм ).
    Розрахунок оголвок колон. Матеріал оголовка – сталь С255. Розрахункове зусилля
    N=1800 кН передається на оголовок через торцеві опорні ребра балок шириною b=250 мм.
    Беремо конструкцію оголовка з консольними ребрами.
    Плиту оголовка призначаємо товщиною tpl=26 мм, (з листа t=28мм мінус 2мм на
    стругання).
    Необхідна товщина ребра з умови зминання
    t

    1800  10
    N
     1,58см ,

    l ef R p  c 31,6  360  1

    де l ef  b  2t p l  26  2  2,8  31,6 см.
    З’єднання елементів виконуємо напівавтоматичним зварюванням зварювальним
    дротом СВ-08А. Розрахункові характеристики: Rwf=180 МПа; Rwz=0,45Run=0,45360=162
    МПа.  f  0,7;  z  1,0;  wf  1,0 . Оскільки  f Rwf  0,7  180  126 МПа   z Rwz 
     1  162  162 МПа , то розрахунок ведемо тільки за металом шва. Знаходимо мінімально

    необхідний катет двобічних кутових швів, що з’єднують стінку з поясами
    k f . min 

    1

    f

    N
    1
    1800  10

     0,775см  0,8см
    4  85 Rwf  wf  c 0,7 4  85  180  1  1

    Довжина швів при цьому l w  85 f k f  85  0,7  0,8  47,6 см . Для зменшення
    довжини швів збільшуємо товщину стінки оголовка і беремо її такою, що дорівнює 12 мм, а
    катет поясних швів k f 2  10 мм . При цьому необхідна довжина швів з умови сприймання
    сили N

    N
    1800  10

     35,7см .
    4  f k f Rwf  wf  c 4  0,7  1  180  1  1
    Беремо довжину стінки оголовка такою, що дорівнює 55 см, а довжину консольних
    ребер l s  50 см . У зварних кутових швах, що з’єднують консольне ребро зі стінкою, діє
    lw 

    перерізувальна сила F  0,5 N  0,5  1800  900 кН і згинальний момент

    Беремо катет швів k f 1

    Nl ef

    1800  31,6
     7110кН  см .
    8
    8
     14 мм і перевіряємо напруження в швах від сумісної дії

    M 



    перерізуючої сили F і згинального моменту М:
    F
    900  10

     91,84 МПа ;
    F 
    2  f k f lw 2  0,7  1,4  50

    w 

    6M
    6  7110  10

     87 МПа .
    2
    2 f k f l w 2  0,7  1,4  50 2

    Рівнодіюча напружень

     m   F2   w2  112 2  106 2  154 МПа  Rwf  wf  c  180  1  1  180 МПа .
    Таким чином, міцність швів забезпечена.