Компоновка и выбор схемы балочной клетки

СОДЕРЖАНИЕ

ЗАДАНИЕ …………….………………………………………………………… 3
КОМПОНОВКА И ВЫБОР СХЕМЫ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ ….. 5
Расчет настила ………………………………………………………… ..5
Расчет балок настила и вспомогательных балок …………………… 8
Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов ….. …9
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ГЛАВНОЙ БАЛКИ ………….. 14
Расчетная схема. Расчетные нагрузки и усилия ………………….. ..14
Определение высоты главной балки ……………………………….. ..15
Определение толщины стенки ………………………………………… 17
Подбор сечения поясных листов балки ……………………………… .18
Проверка прочности и жесткости балки ……………………………….. 21
Изменение сечения балки по длине ……………………………….. …21
Расчет поясных сварных швов ………………………………………. …24
Проверка обеспеченности общей устойчивости балки …………………25
Проверка местной устойчивости элементов балки (сжатого поясного листа, стенки) …………………………………………………………………. …26
Конструирование и расчет опорной части балки …………………. ……31
Расчет и конструирование укрупнительного монтажного стыка
балки на высокопрочных болтах …………………………………………… ….33
Проектирование примыкания балки настила к главной балке …………37
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ ………………… ….38
Подбор сечения стержня сплошной колонны ……………………… ..38
Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки …………... ….40
Конструирование и расчет оголовка колонны …………………….. …...44
Конструирование и расчет базы колонны ……………………….. …46
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ …………………………………………………… ..53
ПРИЛОЖЕНИЕ ………………………………………………………………..54

1. КОМПОНОВКА И ВЫБОР СХЕМЫ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
Систему взаимно пересекающихся несущих металлических (стальных) балок в перекрытиях называют балочной клеткой. Балочная клетка предназначена для опирания настила и передачи нагрузки с настила на колонны или другие поддерживающие конструкции.
Балочные клетки по схеме расположения балок подразделяются на два основных типа: нормальный и усложненный.
В балочной клетке нормального типа нагрузка с настила непосредственно через балки настила передается на главные балки, опирающиеся на колонны или другие несущие конструкции. В балочной клетке усложненного типа балки настила опираются на вспомогательные балки, которые крепятся в свою очередь к главным балкам.
42157652005965a=700
00a=700
16913402006475a1=650
00a1=650
8009943752850B=4000
00B=4000
16062324810402a1=450
00a1=450
45104054810760a=900
00a=900
27711405032375L=9000
00L=9000
27971752270760L=9000
00L=9000
798890876399B=4000
00B=4000

14106942173605b=1800
00b=1800
7353021043529B=4000
00B=4000
27771862447916L=9000
00L=9000


Рисунок 1 - Варианты балочных клеток:
– главная балка; 2 – балки настила; 3 – вспомогательная балка
Толщина стального прокатного листа настила назначается в зависимости от интенсивности полезной нагрузки. В курсовом проекте толщину листа
следует принимать: tн = 6...8 мм при vn < 10 кН/м2; tн = 8...10 мм при
vn = 11...20 кН/м2; tн = 10...12 мм при vn = 21…25 кН/м2; tн = 12…14 мм при
vn = 26…30 кН/м2; tн = 14…16 мм при vn > 30 кН/м2.

1.1. Расчет настила
Для стального настила применяются плоские листы толщиной 6...16 мм, которые располагаются на балках настила и привариваются непрерывными сварными швами.
Требуется выбрать рациональную конструктивную схему балочной клетки на основе проработки и технико-экономического сравнения двух вариантов нормального и одного варианта усложненного ее конструктивного решения.
В соответствии с интенсивностью заданной полезной нагрузки,
vn = 10 кН/м2, назначается толщина листов плоского стального настила: вариант I - tн = 6 мм; вариант II - tн = 8 мм; вариант III - tн = 6 мм. Материал настила – сталь С255. Отношение пролета настила к его предельному прогибу, n0 = l / f, принимается равным 150.
Для намеченных вариантов конструктивных схем балочной клетки рассчитывается настил, балки настила, вспомогательные балки и определяются технико-экономические показатели рассмотренных вариантов из условия обеспечения наименьших затрат металла.
Нагрузка на расчетную полосу шириной 1 м: нормативная: qn = vn = 10 кН/м ;
расчетная:
q = 𐐜f *v n = 1,2 * 10 = 12 кН/м ,
где vn = 10 кН/м2 – полезная нагрузка в соответствии с заданием; 𐐜f = 1,2 – коэффициент надежности по нагрузке для временной нагрузки.
Значение предельного пролета настила из условия обеспечения его жесткости вычисляются по формуле:

где E = 2,06 · 105 МПа – модуль упругости стали; v = 0,3 – коэффициент поперечной деформации стали (Пуассона); n0 – заданное отношение пролета настила к его предельному прогибу, n0 = l / f = 150, (для стального настила).
Определяется расчетный пролет настила (исходя из условия обеспечения жесткости намеченных вариантов настила): варианты I и III (tн = 6 мм):

вариант II (tн = 8 мм):

Принимается шаг балок настила:
вариант I: а = 1,1 м < (lн + 100 мм) = 1010 + 100 = 1110 мм вариант II: а = 1,5 м < (lн + 100 мм) = 1350 + 100 = 1450 мм вариант III: возможный шаг балок настила а = 0.9 м
Усилие (распор) Н, на действие которого надо проверить сварные швы, прикрепляющие настил к поддерживающим его балкам, можно определить по приближенной формуле:

варианты I и III (tн = 6 мм):

вариант II (tн = 8 мм):

Прикрепление настила к поддерживающим ее конструкциям выполняется полуавтоматической сваркой в углекислом газе (по ГОСТ 8050-85) в нижнем положении проволокой марки Св-08Г2С d = 1,4…2 мм. Для этих условий и стали С245: Rwf = 215 МПа; .
Учитывая, что ßf ·Rwf = 0,9·215 = 193,5МПа > ßz·Rwz = 1,05·166.5 = 174,8 МПа,
расчетный катет углового шва вычисляется по формуле:

где lw = 1 м - расчетная длина шва; βf = 0,9 и βz = 1,05; 𐐜wf = 1 - коэффициент условий работы шва; Rwf - расчетное сопротивление сварного шва по металлу шва; Run – нормативное сопротивление листового проката.
Для вариантов I и III (tн = 6 мм):

принимается минимально допустимый катет шва kf = 4 мм;

Для варианта II (tн = 8 мм):

принимается минимально допустимый катет шва kf = 4 мм.
Результаты расчета стального настила сведены в таблице 1.
Таблица 1 - Расчет стального настила

Расчетные параметры Вариант I II III
Толщина настила tн, мм 6 8 6
Расчетный пролет настила, м 1,01 1,35 1,01
Принятый пролет настила, м 0.7 0.9 1
Число балок настила n 14 12 20
Расчетные усилия H, кН 178 237 178
Расчетный катет углового шва, мм 1,02 1,36 1,02
Принятый катет углового шва, мм 4 4 4
Масса настила m1, кг/м2 47,1 62,8 47,1

1.2. Расчет балок настила и вспомогательных балок
В качестве балок настила и вспомогательных балок балочной клетки применяются прокатные стальные горячекатаные двутавры, двутавры с параллельными гранями полок и швеллеры.
Балки настила, как правило, проектируются разрезными однопролетными. Полная нагрузка на балки складывается из временной полезной и постоянной нагрузки от собственного веса металлических конструкций.
Расчетный пролет балок настила для нормального варианта равен шагу главных балок (l=B), а расчетный пролет балок настила для усложненного варианта – шагу вспомогательных балок (l=b) .
Нагрузка на вспомогательные балки передается через балки настила в виде сосредоточенных сил. В целях упрощения расчетов допускают замену системы сосредоточенных сил эквивалентной по действию равномерно распределенной нагрузкой. Ширина грузовой площади сбора нагрузки на вспомогательные балки соответствует их шагу.
Нормативные и расчетные значения интенсивности равномерно распределенной нагрузки составляют, кН/м:
на балки настила: qn1 = (m1*g + vn) *а;
q1 = (m1*g* 𐐜f + vn* 𐐜f) *а,
на вспомогательные балки:

где m1 – масса 1 м2 настила, кг/м2 (табл. 1); m2 – масса погонного метра балки настила; g = 9,81 м/с2 – ускорение свободного падения; 𐐜f = 1,05 – коэффициент надежности по нагрузке для веса металлоконструкций; 𐐜f = 1,2 – для временной нагрузки.
Подбор сечения балок настила и вспомогательных балок следует вести как из условия прочности, так и из условия жесткости. При этом подбор сечения из условия прочности следует выполнять с учетом использования упругопластической работы материала.

1.3. Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов
Выбор основной схемы компоновки балочной клетки производится на основе сравнения ряда технико-экономических показателей рассматриваемых вариантов. При этом важнейшим показателем является расход металла. Поэтому при выборе варианта балочной площадки предпочтение следует отдать варианту с меньшим расходом стали, а при одинаковом расходе стали – варианту с меньшим числом типоразмеров элементов.
Погонная равномерно распределенная нагрузка на балку настила:
нормативная: qn = (m*g + vn) *а; расчетная: q = (m*g*𐐜f + vn*𐐜f) а.
для варианта I:
нормативная: qn1 = (47,1*9,81 + 10*103) * 0.7 = 7.3 кН/м;
расчетная: q1 = (47,1*9,81*1,05 + 10*103 *1,2) * 0.7 = 8.7 кН/м. для варианта II: нормативная: qn2 = (62,8*9,81 + 10*103) * 0.9 = 9.6 кН/м; расчетная: q2 = (62,8*9,81*1,05 + 10*103 *1,2) * 0.9 = 11.4 кН/м.
для варианта III:
нормативная: qn3 = (47,1*9,81 + 10*103) * 1,0 = 10.5 кН/м; расчетная: q3 = (47,1*9,81*1,05 + 10*103 *1,2) * 1,0 = 12.5 кН/м.
Расчетные усилия M и Q в балках настила определяются известными методами строительной механики как для разрезных однопролетных балок. для варианта I расчетный пролет l = B = 4 м: изгибающий момент в середине пролета:

поперечная сила на опоре:

для варианта II расчетный пролет l = B = 4 м:
изгибающий момент в середине пролета:

поперечная сила на опоре:

для варианта III расчетный пролет l = b = 1,8 м: изгибающий момент в середине пролета:

поперечная сила на опоре:

Вычисляются требуемый момент сопротивления сечения балок из условия прочности по формуле:

Требуемый момент инерции сечения балки, необходимый для удовлетворения заданного относительного прогиба [f / l] = 1/250:

где c1 - коэффициент, учитывающий возможность развития пластических деформаций, с1 = 1,12 - для прокатных балок при изгибе в плоскости стенки, 𐐜с = 1,1 - коэффициент условий работы конструкций, Ry – расчетное сопротивление стали (Ry = 240 МПа).
для варианта I:


По сортаменту горячекатаных двутавровых балок с учетом Wxтр = 58.7 см3 и Ixтр = 73.82 см4 для балки настила по варианту I принимается I 14:
h = 140 мм; bf = 73 мм; tf = 7.5 мм; tw = 4.9 мм; Ix = 572 см4; Wx = 81.7 см3; m2 = 13.7 кг/м.
для варианта II:


Для балки настила по варианту II принимается I 18:
h = 180 мм; bf = 90 мм; tf = 8.1 мм; tw = 5,1 мм; Ix = 1290 см4; Wx = 143 см3; m2 = 18.4 кг/м.


для варианта III:


Для балки настила по варианту III принимается I 18:
h = 180 мм; bf = 90 мм; tf = 8.1 мм; tw = 5,1 мм; Ix = 1290 см4; Wx = 143 см3; m2 = 18.4 кг/м.
Погонная равномерно распределенная нагрузка на вспомогательную балку: нормативная:

расчетная:


Изгибающий момент в середине пролета. Расчетный пролет l = B = 4 м:

Поперечная сила на опоре:

Требуемый момент сопротивления сечения:

Требуемый момент инерции сечения:

Принимается I 22: h = 220 мм; bf = 110 мм; tf = 8.7 мм; tw = 5.4 мм;
Ix = 2550 см4; Wx = 232 см3; m3 = 30.6 кг/м.
Расход стали на 1 м2 площади балочного перекрытия:
для варианта I:

для варианта II:

для варианта III по формуле:

Таблица 2 - Технико-экономические показатели
Вариант Расход стали, кг Число балок на ячейку 9 х 4
на 1 м2 на ячейку 9 х 4 Типоразмеров Монтажных единиц
I 66.7 2401.2 1 16
II 67.5 2430 1 14
III 82.5 2970 2 28

В соответствии с таблицей 2 для дальнейшего проектирования принимается вариант I балочной площадки.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ГЛАВНОЙ БАЛКИ
Главные балки балочной площадки проектируют преимущественно сварными в виде составных двутавров. Их сечение состоит из трех прокатных листов – вертикального (стенки) и двух горизонтальных (полок) с соединением элементов на сварке поясными швами.
Для экономии стали в главных балках составного сечения СНиП II-23-81 допускает использование упругопластической работы материала, если эти балки выполнены из стали с пределом текучести до 530 МПа, несущих статическую нагрузку при касательных напряжениях ≤0,9Rs (кроме опорных сечений). Однако в составных балках из-за большой гибкости стенки эффективность увеличения несущей способности балки от использования упругопластической работы материала стенки балки незначительная, так как требуются дополнительные конструктивные мероприятия по обеспечению устойчивости стенки.
Расчетная схема. Расчетные нагрузки и усилия
Расчетная схема главной балки устанавливается в соответствии с выбранным типом балочной клетки. Нагрузка на главную балку передается через балки настила или вспомогательные балки в виде сосредоточенных сил. При передаче нагрузки на главную балку через 5 и более балок настила или вспомогательных балок можно считать нагрузку равномерно распределенной.
Нормативные и расчетные значения сосредоточенных нагрузок Pn и P, кН, на главную среднюю балку следует определять:
для нормального варианта балочной клетки:
Pn = (m • g + ʋn) • a • B;
P = (m • g • γf + ʋn • γf) • a • B;
для усложненного варианта балочной клетки:
Pn = (m • g + ʋn) • b• B;
P = (m• g • γf + ʋn • γf) • b• B.
Нормативные и расчетные значения интенсивности равномерно распределенной нагрузки на главную среднюю балку qn и q, кН, определяются по формулам:
qn =k (m • g + ʋn) • B;
q =k (m• g • γf + ʋn • γf) • B.
Здесь m – расход стали на 1 м2 площади балочного перекрытия.

Рисунок 2 - Определение нагрузок на главную балку Погонная нагрузка с учетом собственного веса главной балки – 2 %:
нормативная нагрузка, кН/м:
qn = k(mg + n)B = 1,02(66,79,81 + 10103)  4 = 43 кН/м;
расчетная нагрузка, кН/м:
q = k (m g  f + n  f)  B = 1,02(66,79,811,05 + 101031,2)  4 = 51 кН/м.
2.2. Определение высоты главной балки
Проектирование составных балок производят в два этапа: на первом – подбирается сечение, на втором – проверяется прочность, устойчивость и прогибы. Подбор сечения начинается с назначения высоты балки.
Высота балки назначается близкой к hопт, определенной из экономических соображений, и не меньшей hmin, установленной из условия допустимого прогиба. Принятая высота балки не должна превышать максимальную hmax, определенную из заданной строительной высоты перекрытия hстр.
Максимальные значения расчетных усилий (рисунок 3):
изгибающий момент в середине пролета:
Mmax=g*l28=51*928=517 кН∙мпоперечная сила на опоре:
Qmax=g*l2=51*92=230 кН
Рисунок 3 - Усилия в главной балке
Вычисляется требуемый момент сопротивления поперечного сечения в предположении работы материала в упругой стадии. Расчетное сопротивление стали С255 Ry = 240 Мпа (для проката толщиной до 20мм), коэффициент условия работы конструкции с = 1.
Wтр=MmaxRy*γc=517*103240*106*1=2154 см3Минимальная высота ( по жесткости ) балки:
hmin=524*Ry*LE*Lf*qnq=524*240*106*92.06*1011*400*4351=0,74 мЗадается гибкость стенки w = 125. Тогда оптимальная высота балки без учета развития пластических деформаций:
hопт=332λw*Wтр=332*125*2154*10-6=0,74 мПри этажном сопряжении балок настила:
hmax1 = hстр - hб.н. - tн - f = 1,3 – 0,22 – 0,006 – 0,0225 =1,132 м;
при сопряжении балок в одном уровне:
hmax2 = hстр - tн - f = 1,7 - 0,006 – 0,035 = 1,659 м
Где f = L/400 = 1400/400 = 3,5 см =0,035 м – прогиб балки.
Издвухhmax выбираемто,котороеближекℎoпtипринимаем за максимальную высоту.
Принимается h = 1,34 м, что больше hmin = 1,13 м, меньшеhmax = 1,439 м и близко к hопт = 1,04 м. Принимаем этажное сопряжение балок (рисунок 4).

Рисунок 4 - Схема этажного сопряжения балок
2.3. Определение толщины стенки
Толщина стенки также является основным параметром сечения балки. От принятой толщины стенки зависит экономичность сечения составной балки.
Минимальная толщина стенки устанавливается, исходя из условий прочности на срез, предельной гибкости стенки и стандартной толщины листового проката.
Толщину стенки следует принимать минимально необходимой, исходя из заданной гибкости w, при определении hопт и фактически принятой высоты стенки hw.
Наименьшая толщина стенки определяется из условия ее работы на касательные напряжения:
tw=32*Qmaxhw*Rs*γsЧтобы обеспечить устойчивость стенки без дополнительного укрепления ее продольными ребрами, необходимо принимать толщину стенки не менее
𝑡w = (ℎw⁄5,5) · √𝑅𝑦⁄𝐸
Определяется толщина стенки tw из условий:
а) прочности на срез от Qmax = 230 кН
При hw = h - 2tf = 1- 20,02 = 0,96 м (tf из опыта проектирования принимается в пределах от 10 до 40 мм) – равной ширине листа в соответствие с сортаментом прокатной стали по ГОСТ 19903-74.
Rs = 0,58  Ry = 0,58  240 = 139,2 МПа; Ry = 240 МПа
tw=32*Qmaxhw*Rs*γs=32*230*103130*10-2*139.2*106*1=0,1 смб) местной устойчивости стенки без укрепления продольными ребрами жесткости:
𝑡w = (ℎw⁄5,5) · √𝑅𝑦⁄𝐸 = (0,96⁄5,5) · √240 · 106⁄2,06 · 1011 = 0,59 cмПринимается tw = 10 мм, что соответствует заданной гибкости стенки
w = 150 (hw / tw = 0,96 /0,01 = 0,96).
2.4. Подбор сечения поясных листов балки
Требуемая площадь сечения одного поясного листа балки определяется из условия прочности (если 𝐼ƒ 𝐼w , где 𝐼w – требуемый момент инерции балки тр тр тр
из условия прочности) или из условия жесткости (если,𝐼ƒ 𝐼w , где 𝐼ƒ
тр тр тртребуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости).
Вычисляется:
требуемый момент инерции сечения балки из условия прочности:
Impw=Wmp*h2=2154*1002107700см4где h = hw + 2tf = 0,96 + 20,02 = 1,00 м = 100 см;
требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости:
Impf=5384*qn*L3E*Lf=5384*43*103*932.06*1011*400=79 255 см4
Так как Iтрw =107700 см4>Iтрf=79255 см4 , подбор сечения поясов ведется по моменту инерции 𝐼w = 403 675 cm4
Момент инерции стенки балки:
Iw=tw*hw312=1.0*96312=73 728 см4Требуемый момент инерции, приходящийся на поясные листы, равен:
𝐼ƒ tp = 𝐼w − 𝐼= 107 700 – 73 728 = 33 972 cm4
tpw
Расстояние между центрами тяжестей поясных листов:
h0 = h – tf = 1 – 0,02 = 0,98 м = 98 см
Требуемая площадь сечения одного пояса балки:
Af тр=2*If трh02=2*33 972982=7 см2Поясные листы балки принимаются из листа универсальной широкополосной стали по ГОСТ 82-70 200  10 мм, площадь сечения пояса – Af = 25 1,0 = 7 см2.
Проверяются принятые размеры поясных листов:
tf = 10 мм < 3tw = 310 = 30 мм;
bfh0.071=0,2bf = 200 мм > bf.min = 200 мм (из конструктивных соображений)
bf=25 см<tfERy+tw=1,02,06*105240+1,0=30 смcenter402590Таким образом, местная устойчивость сжатого пояса обеспечена.
Рисунок 5 - Сечение главной балки
Фактические геометрические характеристики подобранного сечения
1.Высота сечения балки:
h = hw + 2 tf = 0,96 + 20,010 = 0,98 м = 98 см 2.Площадь сечения:
A = hw tw + 2bf  tf = 961 + 2201,0 = 136 см2 3.Момент инерции сечения:
Ix=Iw+If=tw*hw312+2*bf*tf*h-tf2=1,0*96312+2*20*1,0*132-1,022=76 121 см4 4.Момент сопротивления сечения:
Wx=2*Ixh=2*76 12198=1554см35.Статический момент полусечения относительно нейтральной оси:
smax=bf*tfh-tf2+tw*hw28=20*1,0*98-1,02+1,0*9628=2462 см36.Отношение площади сечения поясного листа к площади сечения стенки:
AfAw=25*1,096*1,0=0,2Проверка прочности и жесткости балки
Проверяется прочность принятого сечения на действие максимального изгибающего момента (рисунок 5):
σx=MmaxWx=517* 1031554*10-6=332*106 Па=239 МПаRy*γc=240*1=240 Мпа (Ry=240 Мпа, т.к. толщина проката больше 20 мм)
332>240
Проверяется прогиб балки:
lf=5384*qn*L3E*Ix=5384*49*103*932,06*1011*76121*10-8=0,0011fl=1400=0,0025Изменение сечения балки по ее длине
Поскольку составное сечение главной разрезной балки подбирается по максимальному изгибающему моменту Мmax (в середине пролета), то его можно уменьшить у опор. Изменение сечения производится за счет уменьшения ширины поясных листов, при этом их толщина остается неизменной.
Сопряжение поясных листов осуществляется посредством прямого стыкового шва. Изменение сечения выполняется без учета пластических деформаций за счет уменьшения ширины поясных листов на расстоянии около 1/6 пролета от опоры:
х = L/6 = 9/6 = 1,5 м
Определяются усилия в балке на расстоянии 1,5 м от опоры (рисунок 6):

Рисунок 6 - Изменение сечения балки по длине
Mx'=q*L-x*x2=51*9-1,5*1,52=286 кН*мQx'=q*L2-x=51*92-1,5=153 кН Подбирается уменьшенное сечение балки, исходя из прочности стыкового шва нижнего пояса. Расчетное сопротивление сварного соединения встык на растяжение (ручная сварка) Rwy = 0,85Ry. = 0,85240 = 204 МПа
Требуемый момент сопротивления:
Wx'=Mx'Rwy*γc=286*103204*106*11388 см3Для определения требуемой площади поперечного сечения поясов производятся следующие вычисления:
Ix'=Wx'*h2=1388*1102=76 340см4If тр=Ix-Iw=76 340-73 728=2612 см4
Требуемая площадь поперечного сечения поясов в измененном сечении:
Af тр'=2*If тр'h02=2*2612982=0,5 см2Ширина поясного листа:
bf'=Af тр 'tf=0,51,0=0,5 см=0б005мТак как расчетное значение меньше минимальной ширины, принимается минимальная ширина пояса. Принимается поясной лист 20010 мм из широкополосной универсальной стали:
b’f = 200 > bf.min = 200 мм;
b’f = 200 мм > bf / 2 = 250 / 2 = 125 мм;
bf’ = 200 мм > h / 10 = 1110/ 10 = 110 мм
Геометрические характеристик измененного сечения балки:
A' = 96,0 + 2201,0 = 136 см2Ix'=1*130312+2*20*1,0*98-1,022=167 818 см2Wx'=2*167 81898=3424 см3S1/2x'=20*1,0*98-1,02+1*9628=2122 см3 Статический момент пояса относительно нейтральной оси:
Sf=bf'*tf*h-tf2=20*1,0*132-1,02=970 см3Проверяется прочность измененного сечения балки по касательным напряжениям на опоре:
τmax=Qmax*S1/2x'Ix'*tw=230*103*2122*10-6167818*10-8*1,0*10-229 МПаRs=0,58*Ry=0,58*240=139,2 МПаτmax<RsПроверяется прочность измененного сечения балки по приведенным напряжениям на грани стенки (рисунок 6). При этом нормальные напряжения равны:
σx,A=Mx'Wx'*hwh=286*1033424*10-6*9698=81,8 МПа Касательные напряжения равны:
τxy,A=Qx'*SfIx'*tw=153*103*970*10-6167818*1,0*10-2=8,8МПа Местные напряжения под балкой настила:
σloc=Ftw*lef=34,8*1031,0*10-2*9,3*10-2=37,4 МПа<Ry=240МпагдеF = 2Qmax1 = 217,4 кН = 34,8; lеf = bf + 2 tf = 7,3 + 21,0 = 9,3 см – условная длина распределения нагрузки; bf = 7,3 см – ширина пояса балки настила
(I 14).
Таким образом, прочность принятого уменьшенного сечения главной балки обеспечена.
2.7. Расчет поясных сварных швов
Поясные швы выполняются автоматической сваркой в положении "в лодочку" сварочной проволокой Св-08ГА под слоем флюса АН-60. Катет шва kf = 5 мм (при tf = 10 мм). Для этих условий и стали С255 (табл. Г2 [3]):
Rwf = 215 МПа;
Rwz = 0,45Run = 0,45370 = 166,5 МПа (Run=370 МПа по табл.В5 [3]);
f = 1,1; z = 1,15 (табл. 39 [3]).
Расчет поясных швов выполняется с учетом местных напряжений под балками настила.

Проверяется прочность шва:
по металлу шва:
N2*βf*kf*lw=396*1032*1,1*5*10-3*1=36 МПа
Rwf*γwc*γc=215*1*1=215МПа N2*βf*kf*lw<Rwf*γwc*γcпо металлу границы сплавления:
N2*βz*kf*lw=396*1032*1,15*5*10-3*1=34,4МпаRwz*γwc*γc=166,5*1*1=166,5МПа N2*βz*kf*lw<Rwz*γwc*γcТаким образом, минимально допустимая толщина шва достаточна по прочности.
2.8. Проверка обеспеченности общей устойчивости балки
Нагрузка на главную балку передается через балки настила, закрепляющие ее в горизонтальном направлении и установленные с шагом а = 1,1 м.
Определяется предельное отношение расчетной длины участка балки между точками закрепления lef к ширине сжатого пояса bef, при котором не требуется расчет на устойчивость балки.
lefbef=0,41+0,0032*bftf+0,73-0,016*bftf*bfth0*ERylefbef=0,41+0,0032*0,20,010+0,73-0,016*0,20,010*0,20,98*2,06*105240=31,6Предельное отношение lef /bef = 31,6 > a / bf = 1,1/0,25 = 5,5. Следовательно, общую устойчивость балки проверять не требуется.
2.9. Проверка местной устойчивости элементов балки (сжатого поясноголиста, стенки)
А) Проверка устойчивости сжатого пояса
Проверка устойчивости сжатого пояса производится в месте нормальных максимальных напряжений, т.е. в середине пролета.
Устойчивость сжатого пояса при работе в пределах упругих деформаций обеспечивается выполнением условий:
beftf=0,0950,010=9,5<0,5*ERy=0,5*2,06*105240=14,6где bеf = (bf - tw)/ 2= (0,2 – 0,010) / 2= 0,095 м = 9,5 см – ширина свеса сжатого пояса.
Б) Проверка устойчивости стенки
Стенку балки необходимо укреплять поперечными ребрами жесткости, так как условная гибкость стенки:
λw=hwtw*RyE=0,960,010*2402,06*105=3,3 >3,2В) Расстановка ребер жесткости
Так как 𝜆̅̅̅ w̅ > 3,2, то расстояние между ребрами не должно превышать
2ℎw = 2 · 0,96 = 1,92м .Для укрепления стенки балки принимаются парные ребра жесткости с шириной bh = 90 мм и толщинойts = 8 мм:
bh=hw30+40мм=96030+40мм=72мм<90ммts=2*bh*RyE=20,09*2402,06*105=6,8*10-3=6,8мм<8мм
Рисунок 7 - Схема расположения поперечных ребер жесткости Проверяется устойчивость стенки в отсеке, на который попадает место
измененного сечения, т.е. отсека № 2. УсилияM и Qв расчетных сечениях отсека № 2 (рисунок 7):
В месте изменения сечения: М2=М ' = 286 кНм, Q2 =Q ' = 153кН; Под балкой настила, расположенной в отсеке:
M3=qL-xx2=51*9-1,6251,6252=305 кН*мQ3=qL2-x=51*92-1,625=147 кНПроверка устойчивости отсеков стенки балки ведется по блок-схеме. Расчет ведем для отсека №2 под балкой настила. Исходные данные для проверки устойчивости:
высота и толщина стенки – hw = 960 мм, tw = 10 мм;
ширина и толщина поясного листа под балкой настила – bf = 250 мм,
tf = 10 мм (для основного сечения);
расчетные сопротивления материала – Ry = 240 МПа;Rs = 139,2 МПа;
усилия в расчетном сечении – M3 = 305 кНм, Q3 = 147 кН;
момент сопротивления в расчетном сечении – Wx = 1554см3;
местная сосредоточенная сила, приложенная к верхнему поясу, равная опорной реакции двух балок настила – F = 2Q = 17,4= 34,8 кН;
условная длина распределения этой силы lef = 0,96 см;
коэффициент условия работы конструкции с = 1;
расстояние между ребрами в отсеке а = 1,4 м.
Проверка устойчивости отсеков стенки балки по блок-схеме (прил.):
1. Условная гибкость стенки:
λω=hwtw*RyE=0,960,010*2402,06*105=3,22. a > hw (1,4 м > 0,96 м)
Меньшая сторона отсека обозначается через d (d = hw = 0,96 м).
Отношение большей стороны отсека к меньшей:
 = a / hw = 1,4/ 0,96 = 1,4
Условная гибкость стенки равна:
λef=dtw*RyE=0,960,010*2402,06*105=3,2Коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках равен:
δ=β*bfhw*tftw3=0,8*0,20,96*0,0100,0103=0,167. F = 34,8 кН ≠ 0.
8. Местные напряжения в стенке под балкой настила:
σloc=Ftw*lef=34,80,010*0,9648 МпаСжимающие нормальные и касательные напряжения у расчетной грани стенки:

В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.
14. loc = 48 МПа  0.
17. 𝜆̅̅̅w̅ = 3,2 > 2,5
19.𝑎 = 2,2 = 1,45 > 0,8
ℎw1,3
25. Предельное отношение [loc /] = 0,267, при a / hw = 2,2 и  = 0,15 26. [loc /] = 0,267 < loc / = 48 / 135 = 0,36
При a / hw = 1,4 коэффициент С2 = 52,8
Критические напряжения:
σcr=c2*Ryλw2=52,8*2404,42=1237 МПа30. a/hw = 1,2 < 2
20’ λa=atw*RyE=2,20,010*2402,06*105=4,721'. При a / hw = 1,45 и  = 0,15: с1 = 27,1
22’σloc cr=c1*Ryλa2=27,1*2407,52=294МПа 32’.τcr=10,31+0,76μ2*Rsλef2=10,3*1+0,761,4*139,23,22=65 Мпа33. loc = 48 МПа ≠ 0.
35. k=(σσcr+σlocσloc cr)2+(ττcr)2=(1921237+4865)2+(139,265)2=0,6536. 𝑘 < 𝛾𝑐 (0,78 < 1)
37. Устойчивость отсека стенки обеспечена
Проверяется устойчивость отсека № 2 на действие напряжений в месте изменения сечения балки.
Исходные данные:
высота и толщина стенки hw = 960 мм, tw = 10 мм;
ширинаитолщина поясного листа под балкой настила bf = 200 мм,
tf = 10 мм;
расчетные сопротивления материала Ry = 240 МПа;Rs = 139,2 МПа;
усилия в расчетном сечении M3 = 305 кНм, Q3 = 147 кН;
момент сопротивления в расчетном сечении – Wx = 1554см3;
коэффициент условия работы конструкции с = 1;
расстояние между ребрами в отсеке а = 1,4 м
Проверка устойчивости отсеков стенки балки:
1. Условная гибкость стенки:
λω=hwtw*RyE=0,960,010*2402,06*105=3,22. a > hw (1,4 м > 0,96 м)
3. Меньшая сторона отсека обозначается через d (d = hw = 0,96 м).
4.  = hw / a = 0,96/ 1,4 = 1,4
Условная гибкость стенки равна:
λef=dtw*RyE=0,960,010*2402,06*105=3,2Коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках равен:
δ=β*bfhw*tftw3=0,8*0,20,96*0,0100,0103=0,167. F = 0
9.Сжимающие нормальные и касательные напряжения у расчетной грани стенки:

10. В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.
14. 𝜎𝑙𝑜𝑐 = 0
15. 𝜆̅̅̅w̅ = 3,2 < 3,5
16. Устойчивость балки обеспечена.
2.10. Конструирование и расчет опорной части балки
Различают два вида сопряжения балок с колоннами – опирание сверху и примыкание сбоку. При опирании сверху сопряжение балок и колонн считается шарнирным, т.е. передающим только опорную реакцию. Передача опорной реакции V = Qmax происходит через опорное ребро, которое приваривают к торцу балки по всему контуру их примыкания угловыми швами.
Главная балка опирается на колонну сверху и через опорное ребро, приваренное к торцу балки, передает на нее опорную реакцию V = Qmax =230 кН; Rp = 361 МПа.
Ширина опорного ребра принимается равной ширине пояса балки
bp = b’f = 200 мм.
Определяется толщина ребра из условия прочности на смятие торцевой поверхности:
tp=Qmaxγc*Rp*bp=230*1031-361*106*0,20=0,32 смПринимается ребро из листа размером 2008 и проверяется
устойчивость опорной части:
площадь сечения условной стойки:
𝐴𝑝 = 𝑏𝑝 · 𝑡𝑝 + 𝑎w · 𝑡w = 20 · 0,8 + 19 · 1,0 = 35 см2Где aw=0,65*tw*ERy=0,65*0,10*2,06*105240=19 смВычисляется момент инерции сечения относительно оси х1, без учета момента инерции участка стенки (ввиду малости), радиус инерции сечения и гибкость стойки с расчетной длиной, равной высоте стенки.
Ix1=tp*bp312=0,8*20312=533 см4tx1=Ix1Ap=53335=3,9 смλx1=hwtx1=0,963,9*10-2=31,4По табл. Д1 [3] в зависимости от значений  = 1,1

коэффициента продольного изгиба  = 0,938. Проверяется устойчивость опорного ребра:
σ=Qmaxφ*Ap=230*1030.938*35*10-4=70 Мпа𝑅𝑦 · 𝛾𝑐 = 240 · 1 = 240 MПa
𝜎 < 𝑅𝑦 · 𝛾𝑐
Проверяется местная устойчивость опорного ребра:
bef=(bp-tw)2=(20-1,0)2=9,5λ=hwtp*RyE=0,960,008*2402,06*105=4,1beftp=9,50,8=11,9<0,36+0,1*λ*ERy=0,36+0,1*4,1*2,06*105240=30Местная устойчивость ребра обеспечена.
Выполняется расчет угловых швов сварного соединения опорного ребра со стенкой (сварка полуавтоматическая сварочной проволокой Св-08Г2C, d = 1,4…2 мм). Для этих условий и стали С255: Rwf = 215 МПа (табл. Г2 [3]); Rwz = 0,45Run = 0,45∙370 = 166,5 МПа (табл. В5 [3]). f = 0,9 и z = 1,05 (табл. 39 [3]); wf = 1.
по металлу шва:
kf=Qmax2*βf*hw*γwf*Rwf=230*1032*0,9*0,96*1*215=0,61 ммпо металлу границы сплавления:
kf=Qmax2*βz*h*γwf*Rwf=230*1032*0,9*1,3*1*215=0,67 ммМинимальный катет шва kf min = 5 мм. Минимальный катет флангового шва из условия lw  85  f  kf:
kf= 1βf*Qmax2*85*Rwf=19*230*1032*85*215*106=2,1 ммОкончательно принимается катет шва kf = 5 мм.
2.11. Расчет и конструирование укрупнительного монтажного стыка балки на высокопрочных болтах
Укрупнительный стык размещается в середине пролета балки (х = 4,5 м). Усилия M и Q в расчетном сечении: М1 = 517 кНм; Q1 = 0. Конструкция стыка представлена на рисунке 8.
Каждый пояс балки перекрывается тремя листовыми накладками – одной сверху и двумя снизу. Сечение верхней накладки принимается размером 25010 мм, а сечение нижних накладок – 8510 мм. Суммарная площадь сечения накладок равна:
Ан = (20 + 28,5)  1,0 = 37 м2 > Af = 251,0 = 25 см2.
Стенка балки перекрывается двумя листовыми накладками с толщиной, равной толщине стенки, tw = 10 мм.
Стык осуществляется высокопрочными болтами диаметром 20 мм из стали 40Х «Селект», с временным сопротивлением материала болта разрыву Rbun = 1078 МПа; обработка поверхности газопламенная. Несущая способность одного высокопрочного болта, имеющего две плоскости трения, равна:

где k = 2 – количество поверхностей трения соединяемых элементов; Rbh = 0,7Rbun = 0,71078 = 755 МПа – расчетное сопротивление растяжению высокопрочных болтов; γb = 1 – коэффициент условий работы соединения; μ= 0,42 – коэффициент трения; Abh = 2,45 см2 – площадь сечения болта нетто; γh = 1,12 – коэффициент надежности (способ регулирования натяжения болтов по моменту закручивания).

Рисунок 8 - Монтажный стык на высокопрочных болтах
Стык поясов
Расчетное усилие на стык поясных листов, прикрепляющие поясные накладки, при условии полного использования его несущей способности:
𝑁ƒ = 𝐴ƒ · 𝑅𝑦 = 𝑏ƒ · 𝑡ƒ · 𝑅𝑦 = 0,25 · 0,010 · 240 · 106 = 600 кHТребуемоеколичествовысокопрочныхболтоввсоединениина полунакладке:
n=NQbh*γc=600138,7*1=4,3≈5 болтовПринимаются 6 болтов и размещаются согласно рисунку 8.
Проверяется ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d = 23 мм (на 3 мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен 2 отверстиями по краю стыка:
An.нт = tf(bf - n d0) = 1,0  (20 – 2  2,3) = 10,8 см2 0,85bf  tf = 0,85  20  1,0 = 17 см210,8 < 17 поэтому необходимо проверить ослабление пояса отверстиями.
В ослабленных сечениях пояса должно выполняться условие прочности:
σ=NAn.нт1-0,5*nin≤Ry*γcσ=NAn.нт1-0,5*24≤240*122 кН≤240 кН
Проверяется ослабление накладок в середине стыка двумя отверстиями:
Ан.н = Ан – 2n dotн =37 – 2  2  2,3  1,0 = 27,8 см2
0,85  bf  tf = 0,85  20  1,0 = 17 см227,8 см2 > 17 см2
Стык стенки
Изгибающий момент, действующий на стенку, определяется по формуле:
Mw=Mmax*IwIx=517*7372876121=501 кН*мПоперечная сила Q = 0.
Принимается расстояние между крайними по высоте рядами болтов
аmax = hw – (120… 180) мм = 970 – 120 = 850 мм = 0,85м
Задается число горизонтальных рядов болтов К = 15, устанавливается расстояние между болтами по вертикали:
a=amaxK-1=0,8515-1=0,06=60 ммМаксимальное горизонтальное усилие от изгибающего момента, действующее на каждый крайний наиболее нагруженный болт, равно:
Nmax=Mw*amaxm*ai2=501*0,852*35840*10-4=59,1 кНгде m = 2 – количество вертикальных рядов болтов на полу накладки;
222222222
аi = 112 + 96+ 80 + 64 + 48 + 32 + 16 = 35840 см
Усилие на один болт от действия поперечной силы V = 0, так как Q = 0.
Равнодействующее усилие от момента и поперечной силы в наиболее напряженных крайних болтах стенки равно:
s = √𝑁2+ 𝑉2 = 53,9 кH𝑚𝑎𝑥
𝑆 = 53,9 кH < 𝑄𝑏ℎ = 138,7 кH - прочность стыка стенки обеспечена.
2.12 Проектирование примыкания балки настила к главной балке
Примыканиебалокнастилакглавнойбалкевыполняетсяпри сопряжении балок в одном уровне.
Так как принято поэтажное сопряжение балок, то проектирование примыкания балки настила к главной балке не требуется.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ
Колонны предназначены для передачи нагрузки от главных балок на фундаменты и состоят из трех частей: верхней – оголовка, воспринимающего нагрузку от балок; средней – стержня, передающего нагрузку от оголовка на нижнюю часть, закрепляющую стержень в фундаменте в соответствии с принятой расчетной схемой и равномерно распределяющую нагрузку на фундамент.По типу сечения колонны бывают сплошные или сквозные. Стержень колонны сплошного сечения проектируют в виде широкополочного двутавра типа К (колонный) или сварного (составного) двутавра. Стержень сквозной центрально сжатой колонны обычно состоит из двух ветвей (швеллеров или двутавров), связанных между собой решетками.
Подбор сечения стержня сплошной колонны
Материал конструкции – сталь С255 с расчетным сопротивлением Ry = 240 МПа, коэффициент условий работы с = 1. Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне равно:
N = 2Qmax  1,01 = 2  230  1,01 = 460 кН
Конструктивная длина стержня колонны на основе заданной отметки верха перекрытия Н = 12 м, равна
𝑙𝑘 = 𝐻 + ℎз − (ℎ + 𝑡6.н. + 𝑡н + 20мм) =
= 12 + 0,5 − (0,98 + 0,14 + 0,008 + 0,02) = 11,352 м
где h3 = 0,5 м – заглубление колонн ниже нулевой отметки; h = 1,85 м – высота сечения главной балки; hб.н = 0,22 м – высота сечения балки настила;
tн = 0,008 м – толщина металлического настила.
Расчетные длины стержня колонн:
относительно осиx –xle f, x =   lk = 1  11,352 = 11,352 м,
относительно оси y – yle f, y =   lk / 2 = 111,352/2 = 5,676 м

Рисунок 10 - Расчетная длина колонны
Задается гибкость стержня колонны  = 120. Условная гибкость стержня:
λ=λ*RyE=120*2402,06*105=4,1По табл. Д1 [3]находится соответствующее значение коэффициента продольного изгиба  = 0,437.
Геометрические характеристики поперечного сечения стержня колонны
Необходимая площадь сечения:
Amp=Nφ*Ry*γc=460*1030,437*240*106*1=43,8*10-4=43,8 см2радиусы инерции сечения:
iтр х = lef, x /  = 1135,2/120 = 9,4 см;
iтр, y = lef, y /  = 567,6/120 = 4,7 см;
По сортаменту двутавров по ГОСТ 26020-83 принимается I 23К1:
A = 66,51 см2; i1х = 9,95 см; i1у = 6,03 см.
λx=lef xix=1135.29,95=114; φx=0,582λx=lef yiy=567,66,0394; φx=0,663
3.2. Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки
Стержень сквозной центрально-сжатой колонны образуется из двух прокатных швеллеров, соединенных между собой решеткой. В центрально- сжатых колоннах рекомендуется безраскосная решетка.

Рисунок 11 - К расчету ветвей сквозной колонны
Материалконструкции–стальС255срасчетнымсопротивлением
Ry = 240 МПа.
Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне:
N = 2  Qmax  1,01 = 2  230  1,01 = 464,6 кН Принимается шарнирное закрепление концов колонны, тогда в соответствии с принятым характером закрепления коэффициент приведения длины  = 1. Конструктивная длина стержня колонны lк = 11,352 м.
Расчетные длины стержня колонны:
lx = ly =   l к = 1  10,932 = 10,932 м.
Расчет относительно материальной оси
Задается гибкость относительно материальной оси x = 100. Для гибкости х = 100 х = 0,562.
Вычисляется требуемая площадь поперечного сечения стержня колонны:
Amp=Nφx*Ry*γc=460*1030,562*240*106*1=43,8*10-4=34,1 см2По сортаменту (ГОСТ 8239-72) подбираются два двутавра I 16:
A = 2  20,2= 40,4 см2; i1х = 6,57 см; i1у = 1,17 см; I1у = 58,6 см4
Проверяется устойчивость стержня колонны относительно материальной оси:
λx=lxix=1135,26,57=172; φx=0,614
Таким образом, устойчивость стержня колонны относительно материальной оси обеспечена.
Расчет относительно свободной оси
Задается гибкость ветви 1y = 40 и из условия равноустойчивости находится требуемая гибкость стержня колонны относительно свободной оси:
λy=λx2-λy2=1722-402=115Требуемый радиус инерции сечения относительно свободной оси:
iy=lyλy=1135,2115=98 смТребуемый момент инерции сечения:
𝐼тр = i2 · 𝐴 = 9,82 · 40,4 = 3880 см4
𝑦𝑦
Требуемая ширина сечения b находится из формулы:
bmp=4*Iymp-8*l1yA=4*3880-8*58,640,4=0,61 мПроверяетсяналичиезазора100…150мммежду полкамидвутавров, необходимого для окраски конструкций:
𝑏тр 𝑏ƒ + (100…..150)
𝑏тр 115 + 100 = 215 мм
225 мм > 215 мм
Ширина сечения колонны принимается 230 мм.
Длина ветви: lв = 1y  i1y = 40  2,37 = 94,8 см = 0,948 м.
Принимается расстояние между планками (в свету) 94,8 см = 0,948 м и сечение планок 10170 мм (ширина планки bp = 0,7b = 0,7  230 = 170), тогда Iпл = 1,0  173 / 12 = 409 см. Расстояние между центрами планок:
l = lв + bp = 0,948 + 0,17 = 1,118 м.
Геометрические характеристики сечения
Момент инерции сечения:

Радиус инерции сечения:
iy=IyA=546040,4=18,2см
Приведенная гибкость находится по формуле:
𝜆𝑒ƒ = √𝜆2 + 𝜆2= √632 + 402 = 74
𝑦1𝑦
𝜆𝑒ƒ = 74 < 𝜆𝑥 = 103 , следовательно, проверку относительно свободной оси можно не делать.
Расчет планок
Расчет соединительных планок выполняется на условную поперечную силу
Qfic :Qfic=7,15*10-6*2330-ERy*Nφ=7,15*10-6*2330-2,06*105240*4600,543=14,3 кНгде = 0,543 –коэффициент продольного изгиба, принимаемый для стержня в плоскости соединяемых элементов.
Условная поперечная сила Qfic распределяется поровну между планками, лежащими в плоскостях, перпендикулярных оси у - у.
Поперечная сила, приходящаяся на планку одной грани:
Qs = 0,5  Qfic = 0,5  14б3 = 7,1 кН
Изгибающий момент и поперечная сила в месте примыкания планки:

Соединительные планки привариваются к полкам двутавра угловым швом с катетом шва k = 10 мм. Сварка полуавтоматическая в углекислом газе сварочной проволокой Св-08Г2С, d = 1,4 – 2 мм.
Rwf = 215 МПа, Rwz = 0,45  370 = 166,5 МПа;
f = 0,9; z = 1,05;
тогда f  Rwf = 0,9  215 = 193,5 МПа > zRwz = 1,05  166,5 = 174,8 МПа Необходима проверка по металлу границы сплавления.
Расчетная площадь шва:
Aw = kf  lw = kf  (bp – 2  kf) = 1  (20 – 2  1) = 18 см2.
Момент сопротивления шва:
Ww=kf*lw26=1(20-2*1)26=54 см3
Проверяется прочность шва по равнодействующему напряжению:
σef=σf2+τf2=722+222=122 МПа <174,8 МПа3.3. Конструирование и расчет оголовка колонны
Принимается плита оголовка толщиной tпл = 25 мм (конструктивно). Давление главных балок передается через ребро, приваренное к стенке колонны четырьмя угловыми швами. Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С, d = 1,4…2 мм, Rwf = 215 МПа, Rwz = 0,45  Run = 0,45370 = 166,5 МПа.
Определяется необходимая длина участка смятия ребра:
bсм = bp + 2 tпл = 0,20 + 20,025 = 0,25 м
Здесь bp = 0,20 м – ширина опорного ребра главной балки. Толщина опорного ребра находится из условия смятия:

Принимается tp = 10 мм
Длина опорного ребра lp (высота оголовка) находится из условия размещения сварных швов, обеспечивающих передачу усилия N = 460 кН с ребра на стенки ветвей колонны.
Принимается катет шва kf = 6 мм < 1,2 tmin = 1,2  5,6 = 6,72 мм (tmin = tw= 5,6 мм – толщина стенки двутавра). f = 0,8, z = 1,0,
так как f Rwf = 0,8  215 =172 МПа > z Rwz = 1,0  166,5 = 166,5 МПа.

< 85 · 𝛽ƒ · 𝑘ƒ = 85 · 0,8 · 0,006 = 0,41 м

Принимается lp = 50 см = 0,5 м.
Проверяется стенка двутавра на срез вдоль ребра:

Местное усиление оголовка стенки двутавра в пределах высоты оголовка не требуется.
Торец колонны фрезеруется после ее сварки, поверхности плиты строгаются. Принимается конструктивно минимально допустимый катет шва kf = 8 мм. Конец ребра укрепляется поперечным ребром, размеры сечения которого принимаются 120х10 мм.
3.4. Конструирование и расчет базы колонны
База колонны является опорной частью колонны и служит для передачи усилий с колонны на фундамент. Конструкция базы должна соответствовать принятому в расчетной схеме колонны способу сопряжения ее с фундаментом.

Определение размеров опорной плиты
Размер опорной плиты в плане определяется исходя из условия прочности бетона фундамента смятию под плитой:
Alp.tr=NRb,loc=460*1039*106=0,0511 м2=511 см2𝑅𝑏.𝑙𝑜𝑐 = 𝜑𝑏 · 𝑅𝑏 = 1,2 · 7,5 = 9MПa, где φb = 1,2 – коэффициент (зависит от отношения площади фундамента к площади плиты); Rb – прочность бетона осевому сжатию. Для бетона класса В15 Rb = 7,5 МПа.
Назначается минимально возможная длина плиты базы колонны:
Lpl = b + 2  110 мм = 230 + 220 = 450 мм = 0,45 м.
Тогда ширина плиты:
Bpl=Apl trLpl=511*10-40,45=0,11 м2=113 см2Учитывая размеры двутавров для колонны, принимается плита с размерами в плане 450  380 мм.
Уточняется значение коэффициента φb:

Перерасчет плиты не требуется.
Здесь Af = (Bpl + 2 a)(Lpl + 2 b) = (0,38 + 2  0,1)(0,45 + 2  0,1) = 0,377 м2 ;a = b = 100 мм = 0,1 м – расстояние от края опорной плиты базы колонны до наружной грани подколонника.
Af = Bpl  Lpl = 0,380,45 = 0,171 м2Вычисляется значение равномерно распределенной нагрузки на плиту снизу, равной реактивному давлению фундамента:
q=NLpl*Bpl=4600,45*0,38=2,7 кН/м2≤≤ 𝜑𝑏 · 𝑅𝑏 = 1,2 · 7,5 = 9 · 103 кH⁄m2
Из условия работы опорной плиты базы колонны на изгиб, которая рассматривается как пластина, опертая на торец стержня колонны и траверсы,
устанавливаютсязначениямаксимальныхизгибающихмоментов
на отдельных расчетных участках.
Участок 1 (плита, опертая по четырем сторонам)
Отношение большей стороны участка (b = 0,24 м) к меньшей (а = 0,23 м) равно:
ba=0,240,23=1,04Коэффициент = 0,051.
Максимальный момент в плите участка 1 в направлении короткой стороны
а=0,23 м равен:
𝑀1 = 𝛼1 · 𝑞 · 𝑎2 = 0,051 · 4,9 · 0,232 = 13 кH · м
Требуемая толщина плиты (коэффициент γс = 1,2):
tпл=6*MmaxRy*γc=6*12*103240*106*1,2=0.014 мУчасток 2 (консольная плита)
В пластинке, опертой по трем сторонам, изгибающий момент в середине свободного края определяют по формуле:
𝑀2 = 𝛽 · 𝑞 · 𝑎2,
где а – закрепленная сторона отсека;  – коэффициент.
Так как отношение закрепленной стороны участка к свободной:
ab=0110,24=1,04,46<5, участок консольный
𝑀2 = 𝑞 · 𝑎2⁄2 = 4,9 · 0,112⁄2 = 30 кH · m
Требуемая толщина плиты:
tпл=6*MmaxRy*γc=6*28*103240*106*1,2=0.025 м=2,5 см0,025м > 0,02м – максимальной толщины стали С255.
Принимается для плиты сталь С345. При толщине проката 20…40мм
𝑅𝑦 = 300MПa
tпл=6*MmaxRy*γc=6*28*103300*106*1,2=0.019 м=19 мм<40ммПринимается для плиты сталь С345.
Участок 3 (консольная плита)
Назначается толщина листа траверсы ttr = 14 мм и определяется вылет консольной части плиты:

Требуемая толщина плиты:
tпл=6*MmaxRy*γc=6*5,1*103300*106*1,2=0.011 м=1,1 смПринимается толщина плиты 26 мм (2 мм принимаются на фрезеровку) сталь С345.
Расчет траверсы
Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С, d = 1,4…2 мм. Максимальный катет углового шва вдоль кромок двутавра № 24 kf = 8 мм. Соответствующие характеристики: Rwf = 215 МПа, Rwz =166,5 МПа;
f = 0,9; z = 1,05. Расчет выполняется по металлу границы сплавления, так как
f  Rwf = 0,9  215 = 193,5 МПа > z  Rwz = 1,05  166,5 = 175 МПа.
Необходимая длина сварного шва крепления ребра к ветвям колонны:

Принимается высота траверсы htr = 350 мм = 0,35 м. Крепления траверсы и к плите принимаются конструктивно kf = 8 мм, так как принят фрезерованный торец колонны.
Проверяется траверса на изгиб и срез. Нагрузка на 1 м длины ребра:
qr = 2,7  103  0,38/2 = 513 кН/м

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
Металлические конструкции: Учеб. для студентов / Под ред. Ю.И.Кудишина – 10-е изд. – М.: издательский центр «Академия», 2007. – 682 с.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия
СП 16.13330.2011. Стальные конструкции