Atr=N0/Rb

Loe

Принимаются размеры плиты (bPi х lPi) и определяется среднее напряжение по подошве

6=N0/A=N0/(bpilpi).

Геометрические размеры и конструкцию базы см. рис. 4.1. Опорная плита под действием реактивного отпора фундамента изгибается. При этом возможны три характерных участка. Первый участок, опертый по контуру.

Находится отношение большей стороны участка (Ь) к меньшей (а). По отношению (b/а) из табл. 4.1 определяется а. Максимальный изгибающий момент на этом участке будет равен

М=«ба2. Если (Ь/а)>2, то М=6а2/8.

Рис. 4.1. Конструкции баз колонн

А) для колонны сплошного сечения;

Б) для колонны сквозного сечения

Второй участок, опертый на три стороны.

Для него находится отношение защемленной стороны (Ь1) к сво­бодной (аа). По отношению (Ьг/аг) из табл. 4.2 определяется в, и находится максимальный изгибающий момент на этом участке

М=вба12.

При (Ь1/а1)<0,5 М — бЬ12/2.

Третий участок — консольный, для которого максимальный изги­бающий момент равен

М=бс2/2,

Где с — вылет консольной части этого участка.

Из трех найденных моментов выбирается максимальный, по кото­рому определяется толщина плиты

1р1=*/6Чпах/(КуГс).

Окончательно принимается толщина плиты с учетом дискретности сортамента.

Таблица 4.1

Ь/а

1

1,1

1.2

1.3

1.4

1.5

0,048

0,055

0,063

0,069

0,075

0,081

Продолжение таблицы 4.1

Ь/а

1.6

1.7

1.8

1.9

2,0

>2,0

ОС

0,048

0,055

0,063

0,069

0,075

0,081

Таблица 4.2

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1.0

1.2

1.4

2,0

В

0,060

Э,074

0,088

0,097

0,107

0,112

0,120

0,126

0,132

Определение размеров траверс.

Определяется равномерно распределенная погонная нагрузка на траверсу

4=6 (с+иг*а!/2),

Где — толщина траверсы, которая принимается 10-16 мм.

Требуемая длина сварных швов, соединяющих колонну с травер­сами, при расчете по металлу шва равна

Где кг — катет шва, принимаемый не более 1,2t. tr;

Риг — расчетное сопротивление сварного шва, определяется по табл. 56[13;

Вг — коэффициент провара сварного шва, который определяется по табл. 34[1];

— коэффициент условия работы сварного шва, определяется по п. 11.2 [1]. После проверяется условие

1ш<85пкгйг,

Где п — число швов, соединяющих траверсы с колонной.

Если это условие не выполняется, то необходимо увеличить ка­тет сварного шва до максимального (см. п.12.8Ш) или увеличить число швов путем установки дополнительных траверс. Высота траверс принимается равной

1Чг=и/п,

Где п — число сварных швов, при помощи которых крепится траверса к колонне.

Определяется максимальная поперечная сила, действующая в траверсе

СИзс2/2,

Где С2 — расстояние между сварными швами соединения траверсы с колонной, см. рис. 4.1.

Проверяется касательное напряжение в траверсе

Определяется максимальный изгибающий момент, действующий в траверсе

М=ЧС12/2; М=дс21/4-д12/8,

Где с-!,С? — геометрические размеры, см. рис. 4.1.

Из найденных моментов выбирается больший и проверяются нор­мальные напряжения в траверсе

Б=6Мтах/(иг^г2КЕуГс. Проверяются приведенные напряжения в траверсе

БГесР^б2+Т2

Определяется катет шва, соединяющего траверсу с плитой базы колонны:

Где 21? — суммарная длина сварного шва, соединяющего колонну и траверсы с опорной плитой. Окончательно катет сварного шва принимается с учетом реко­мендаций табл. 38С1].

Фундамент под базу колонны принимается такой площади, чтобы выполнялось условие

ТА10С2/А1

Ос 1 ФЬ •

Если условие не соблюдается^ расчет базы колонны корректиру­ется.

4.7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОГОЛОВКА ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫХ КОЛОНН

Оголовок предназначен для восприятия нагрузок от вышележащих конструкций и равномерного распределения ее по сечению колонны. Шарнирное опирание балок на колонну осуществляет передачу нагрузки на опорную плиту. Опорная плита должна перекрывать все сечение колонны. Если вышележащая балка сконструирована с опорным узлом по рис. 3.16, тогда ее опорное ребро необходимо совместить с поясами колонны сплошного сечения или со стенкой ветви в колонне сквозного сечения. В этом случае вся нагрузка передается от балки через опорную плиту непосредственно на колонну (см. рис. 4.2в и 4.2 г). При таком конструктивном решении опорного узла расчет его не нужен. Оголовок принимается по конструктивным соображениям, состоящим из опорной плиты толщиной 20-30 мм. Сварной шов соединения плиты с колонной принимается конструктивно по табл. 38 [1]. Если опорный узел вышележащей балки сконструирован по рис. 3.1а, тогда нагрузка передается через опорное ребро колонны, которое сварено непосредственно с колонной (см. рис. 4.2а), или на траверсу колонны (см. рис. 4.26). Траверса в свою очередь сварена с ветвями колонны, что позволяет передать нагрузку на колонну. При опорном узле по рис. 4.1а, опорное ребро оголовка колонны принимается толщиной, равной двойной толщине опорных ребер балок. Ширина принимается равной половине опорного ребра балки. Затем принимают конструктивно катет сварного шва и определяют высоту опорного ребра оголовка по формуле

Hr>N/(nRykf0fYwf),

Где N — усилие, передающее на колонну; kf — принятый катет шва; п — число сварных швов, воспринимающих эту нагрузку; Ry — расчетное сопротивление стали опорного ребра; 0f — коэффициент провара, принимаемый по табл. 34[11; Twf — коэффициент условия работы сварного шва, принимается по п. 11.2С1].

При опорном узле по рис. 4.26 траверса принимается толщиной, равной толщине стенки балки. Высота траверсы принимается равной высоте опорного ребра, а катет сварного шва-аналогично сварному шву опорного ребра. После этого необходимо проверить прочность траверсы на срез по формуле

6=0,5N/(htrttr)<Ryrc, где Ь^^^г ~ высота и толщина траверсы.

+.8. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТОЙ КОЛОННЫ СЦЛОШОГС СЕЧЕНИЯ

Исходные данные:

1. Расчетная схема с шарнирным опиранием концов колонны, ?, Расчетная снимающая сила N-1651,6 уЯ (см. пример расчета

Составной балки). 3, Отметка настила балочной клетки К-10,122 м. Определяем геометрические длины колонны

А затем их расчетные значения:

Где — коэффициент приведенной длины, зависящий от расчетной схемы колонны.

Предварительно аадаемся кооффщиентом продольного изгиба <1>=0,75, и определяем требуемую площадь сечения колонны

А^Н/(Ф*с1?уЬ1вЫр6СЮ)/СО,?5-1-?30-107,4 см*

Где — коэффициент условия работы конструкции, который опре­деляем по табл. 6[11; Ну=230 МПз — расчетное сопротивление стали марка БСтЗпс 6-1 ?о пределу текучести для листа, определяем до таОЛ*БШ]«

Определяем требуемое рапиусы инерции сечеыин колонны: x=itr. у-иг/Х-&?0/70=13.4 см,

Где — гибкость стержня колонны, определяем по табл. 72:1] в зависимости от принятого значения коэффициента ф. По требуемым площади и радиусам инерции компонуем колонну сплошного составного двутаврового сечении. Компановку производим

Из условия равноустойчивости стержня колонны. Принимаем сечение стенки 6×280 мм, а сечение поясов 16×360 мм.

Для подобранного сечения колонны определяем фактические гео­метрические характеристики сечения:

А=0,6•28+2-1,6*36=132,0 см2;

Лх=0,6•283/12+2•1,6•36•14,82=25233 СМ4;

^=2-1,6*Зб3/12=12442 см4;

=1/25233/132 = 13,8 см2;

1у=1^3гу7А" =1/12442/132 = 9,7 см2*

Определяем максимальную гибкости стержня колонны

А=1ег/1у=870/9,?=90.

Найденная гибкость не превышает предельного значения табл. 19[1]. По наибольшей гибкости с помощью табл. 72[11 находим коэф­фициент ср=0,625. Окончательно подобранное сечение проверяем на устойчивость по формуле

Б=М/(срА)=1851,6(10)/(0,625-132)=225 МПа<230 МПа (+2,2%).

4.9. ПРИМЕР ПРОВЕРКИ МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОСТИ

Сечение колонны принято из листовой стали, необходима про­верки местной устойчивости элементов сечения.

Определяем условную гибкость стержня колонны по формуле

Х=УёЙГ=901/230/206000 =3,0,

Где А=90 — максимальное значение гибкости, принятое в расчете ко­лонны на устойчивость.

Проверим местную устойчивость стенки балки, проверив следую­щие условия:

Ье г/Ь (1,2+0,35А) \/Ё7Щ,< 2,31/Щ,;

28/0,6<(1,2+0,35• ЗУ206000/230<2,31/206000/230;

46,7<67,3<68,8, где Ьег=28 см — расчетная высота стенки;

1И=0,6 см — толщина стенки.

Условия соблюдаются, следовательно, местная устойчивость стенки обеспечена.

Проверим местную устойчивость поясов. Устойчивость обеспече­на, если выполняется следующее условие:

Ьег/Ь(0,36+0,10Л)|/Е7Е^; 17,7/1, б< (0,36+0,10 • 3) (/206000/230; 11, К19,8,

Где Ьег=17,7 см — расчетная ширина свеса поясных листов, равная

Расстоянию от грани стенки до края поясных ли­стов;

Ьг-^.б см — толщина поясных листов.

Сварные швы, соединения стенки колонны с ее поясами принима­ем выполненными в автоматическом режиме с двух сторон, и, из конструктивных соображений по требованию табл. 38[1], принимаем катетом, равным 5 мм.

4.10. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТОЙ КОЛОННЫ СКВОЗНОГО СЕЧЕНИЯ

Исходные данные приняты по предыдущему примеру:

1. N=1851,6 КН — расчетная сжимающая сила.

2, 1ег=8,7 м — расчетная длина стержня колонны. Предварительно задаемся коэффициентом продольного изгиба

Ср=0,75, и определяем требуемую площадь сечения колонны

(ФТсйу)=1651, б (10) / (0,75 • 1.240) =102,9 СМ2,

Где (?у=240 МПа — расчетное сопротивление стали марки ВСтЗпс 6-1

По пределу текучести для фасона, определяем по табл. бШ].

Определяем требуемые радиусы инерции сечения колонны:

Нг=1/А=870/70=12,5 СМ,

Где Л=70 — гибкость стержня колонны, определяем по табл. 72[1] в зависимости от принятого значения коэффициента ф.

По требуемым площади и радиусу инерции компонуем двухветве — вое сечение колонны сквозного сечения из двух двутавров 133, расстояния мелщу центрами которых равняется Ь=300 мм.

Для подобранного сечения колонны определяем фактические гео­метрические характеристики сечения:

А-2-53,8=Ю7,6 см2 — площадь сечения;

Лх=2-9840=19680 см4 — момент инерции относительно матери­альной оси;

Зу*2(419+53,8-152) =25048 см4; — момент инерции относительно

Свободной оси;

?х^!9680/107,6=13,5 см — радиус инерции относительно мате­риальной оси;

1у=^25048/107.6=15,3 см — радиус инерции относительно сво­бодной оси;

*х=1ег/*х=870/13,5»65 — гибкость относительно материальной

Оси;

Ху=1еГ/1у"в70/15,3»57 — гибкость относительно свободной оси.

Найденные гибкости не превышают предельные значения, приве­денные в табл. 19[1].

Проверяем колонну на устойчивость относительно материальной оси. По гибкости с помощью табл. 72[1] находим коэффициент Ф«0,78, и проверяем колонну на устойчивость по формуле

6х=М/(фА)=1851,6(10)/(0,78• 107,6) =221 МПа<240 МПа (+7,97.).

Уменьшение запаса прочности ограничивается сортаментом.

При расчете же относительно свободной оси определяем при­веденную гибкость, учитывающую податливость соединительной решет­ки. Конструируем решетку из пластин:

1«140 см — расстояние мевду центрами планки;

Ьр1хЬр1=200×8 мм — размеры пластины;

АР1=16 см2 — площадь пластины;

1:5=0,8• 203/12=533 см4 — момент инерции планки; 33/16 =5,77 см — радиус инерции планки.

Определим отношение

^ьЬ) =ЕШ-140/(419 — 30}«5,94 н

Где 1ь=419 см4-момент инерции ветви относительно собственной оси; Ь^ЗО см — расстояние между осями ветвей. Приведенную гибкость стержня с планками в двух плоскостях при ^1/иьЬ)>5 определяем по формуле

=Иэ? г+43? =71,4,

Где \1*1?0/?,79=43,0 — гибкость ветви между пластинами.

Определим приведенную гибкость стерлия с решеткой из уголков по формуле

/’+*1А/Ас|1 =|/&7г+27р 4 -107 > 6/4,Э

Где А-си=4 .в си^ — площадь сечения раскоса решетки из уголка 50×5,

Находящегося с одной стороны, рее положенного под углом 45° к ветви колонны;

Где а. ЬД — размерыт определяемые по рис. 2С1].

Выбор репетки с планками предподчнгелен. так расстояние между веТйями колонны неболыюе.

Лриведенная гибкость относительно свободной оси и гибкость относительно материальной оси почти одинаковые, что обеспечивает равноустойчивость стержня колонны.

Определяем ?р=0,744 и проверяем напряжение

Бу-М/фА<,6(10)/[0,744-107.6)-231.3 МПа<240 МПа (+3,6%).

Расчет на местную устойчивость элементов ветвей колонны не шелают^ так как они выполнены из проката.. Местная устойчи­вость сжатых элементов прокатных профилей обеспечивается теорией сортамента.

4.11. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ СОЕДИНИТЕЛЬНЫХ ПЛАНОК

Соединительные планки рассчитываем на поперечную силу, которая может возникнуть от искривлении при продольном изгибе. Условную поперечную силы определяем по формуле

Qfic=7.15-10~6 (2330^/^/^=

=7.15-1СГ6 (2330-206000/240)1851, 6/0, 744=15, 3 КН,

Где Ф=<ру=0,744 — коэффициент продольного изгиба в плоскости сое­динительных планок. Определяем изгибающий момент и поперечную силу в местах при­крепления планок к ветвям колонны.

Из=С?1/2=7/65-1/4/2=5,36 кН-м; Fs=Qsl/b=7,65-l,4/0,3=35,7 кН,

Где Qs=Qfic/2=15,3/2=7,65 кН — условная поперечная сила, приходя­щаяся на планку одной грани колонны. Поскольку формулы приведенной гибкости основаны на предполо­жении о наличии жестких планок, их ширину принимаем достаточно большой: as=(0,5-0,75)b=200 мм, где Ь=300 мм — ширина сечения ко­лонны. Толщину планок назначаем из условий:

As/ts<30; bs/ts<50;

200/0,8 <30; 300/0,8<50,

Где ^=300 мм — длина планок, которую принимаем равной расстоянию

Между осями ветвей. Задаемся следующими характеристиками сварного шва, который прикрепляет эти планки к ветвям колонны:

— катетом шва, который принимаем равным толщине планки Кг=8~ШГ

— длиной сварного шва, которую принимаем равной ширине планки ^=200 мм. Определяем момент сопротивления сварного шва

Wf=0fkflf2/6=0,7-0,8-202/6=37,3 см3,

Где Яf=0,7 — коэффициент провара, определяем по табл. 34С1].

Определяем нормальные напряжение в сварном шве от действия изгибающего момента

6f=Ms/Wf=5,36(1000)/37,3=143 МПа.

Определяем касательные напряжения в сварном шве от дейс­твия поперечной силы

Tf=Fs/СЯfkf1f)=35,7(10)/(0 f 7 * 0(8 * 20)=31,9 МПа.

Приведенные напряжения в сварном шве равны

6=/6f2+Xf2 =/w32+3l,$2 =146,5 (/na<RwfVwfic.

Где RWf=180 МПа — расчетное сопротивление сварного шва, которое

Определяем по табл. 56ИЗ; Twf-1 — коэффициент условия работы сварного шва, который оп­ределяем по п. 11.SEI].

4.12. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ РАСКОСНОЙ РЕШЕТКИ

Раскосную решетку обычно конструируют из одиночного уголка. Принимаем уголок 50×5. Определяем усилие, которое возникает в раскосе от условной поперечной силы

Nd=Qfic/(n Sinei) =15,3/0,7076=21,6 КН,

Где п=1 — число раскосов решетки в одном сечении колонны; ct=45° — угол наклона раскоса по отношению к ветви. Проверяем устойчивость сжатого раскоса

6=Nd/ ( фАс|) =21,4 (10) / (0,875 ¦ 4,8) =51 МПа< RyTc,

Где Ad=4,8 см2 — площадь сечения раскоса;

Ус=0»8 — коэффициент условия работы сжатого одиночного

Уголка, который определяем по табл. 6С1].

Ф=0,875 — коэффициент продольного изгиба уголка, который определяем по табл. 72[1] в зависимости от гиб­кости

Л=1с|/1а=42/0,96=44;

1с1=42 см — расчетная длина раскоса (см. предыдущий пример);

1с1=96 см — минимальный радиус инерции раскоса.

Раскосы привариваем непосредственно к ветвям колонны. Катет сварного шва принимаем конструктивно 4 мм. Для придания жесткости колонне и предотвращения ее закручивания предусматриваем попе­речные диафрагмы через 2,9 м по высоте колонны. Диафрагму прини­маем из листа толщиной 8 мм и привариваем к ветвям колонны и планкам.

4.13. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ БАЗЫ КОЛОННЫ

Расчет базы производим для колонны сквозного сечения. Исход­ные данные:см. предыдущий пример и рис. 4.16.

База предназначается для передачи усилий от колонны на фун­дамент и состоит из опорной плиты и траверс. Анкерные болты назначаем конструктивно диаметром 24 мм, которые крепим непосред­ственно к опорной плите. Назначаем класс бетона фундаментом под колонну-В15. По классу бетона фундамента определяем расчетное со­противление бетона смятию по формуле

1ос=«ФьРь=1•1,25•8,5=10,625 МПа,

Где а =1,0 — для бетонов класса ниже В25, который в основном и применяется для изготовления фундаментов;

Рь=8,5 МПа — призменная прочность бетона фундамента, определяем по табл. 13[3].

ФЬ=3^А1ос2/АЮС1 =3/0,39/0,2 =1,25,

Где А1ос2=0,39 м2 — площадь фундаментов;

А1ос1=0,2 м2 — площадь опорной плиты колонны.

Определяем нагрузку на фундамент

Но^+БкТг=1851,6+8,0-1,05=1860 кН,

Где 0к=800 кг — собственный вес колонны;

1Т=1,05 — коэффициент надежности по нагрузке, определяем по табл. 1 [2].

Требуемая площадь опорной плиты равна

А^^о/Иь. 1ос=1860(10)/10! 625=1751 см2

Принимаем размеры плиты (ЬР1 х 1Р1 = 400 х 500) и определяем среднее напряжение по подошве

6=И0/(Ьр11р1)«1860(10)/(40-50)=9,3 МПа.

Геометрические размеры и конструкция траверсы см. рис. 4.16.

Опорная плита под действием реактивного отпора фундамента изгибается. При этом возможны три характерных участка.

Первый участок, опертый по контуру.

Находим отношение большей стороны участка (Ь=33 см) к мень­шей (а=29,7 см). По отношению (Ь/а=1,1) из табл. 4.1 определяем с(=0,055. Максимальный изгибающий момент на этом участке будет ра-

М=аба2=0,055•9,3¦29,З2/(10)=43,9 КН-М.

Второй участок, опертый на три стороны.

Для него находим отношение защемленной стороны (Ь1=9,6 см) к свободной (а!=33 см): Ьа/аа=9,6/33=0,3. При (Ь1/&1)<0,5 макси­мальный изгибающий момент на этом участке находим по формуле

М= бЬ12/2=9,3-9,62/2(10)=42,9 кН-М.

Третий участок — консольный, для которого максимальный изги­бающий момент равен

М=бс2/2=9,3*2,52/(10)=5,8 кН-м,

Где с=2,5 см — вылет консольной части этого участка.

Из трех найденных моментов выбираем максимальный, по которо­му определяется толщина плиты

Tpl-/6Mrnax/(Ryrc) =(/6-43,9(10)/230=3,38 см.

Окончательно принимаем толщину плиты с учетом дискретности сортамента равной 36 мм.

Определение размеров траверс.

Определяем равномерно распределенную погонн. ую нагрузку на траверсу

Q=6(c+ttr+ai/2)=9,3(2,5+1+33/2)/(10)=18,6 кН•м,

Где ttr=10 ш ~ толщина траверсы.

Требуемая длина сварных швов, соединяющих колонну с травер­сами, при расчете по металлу шва равна

Lw=Mo/(kfRWf(Jfrwf) =1860(10)/(1-180-0,7-1) =147,6 см,

Где kf-1 см — катет шва;

RWf=180 МПа — расчетное сопротивление сварного шва, определяем по табл. 56С13;

Цf=0,7 — коэффициент провара сварного шва, который определяем по табл. 34С1];

Rwt=1 " коэффициент условия работы сварного шва, определяем по п. 11.2Ш. После проверяем условие

Lw<85nkfЯf, 147,6 СМ.<85-4-1-0,7=238 см.

Где п=4 — число швов, соединяющих траверсы с колонной. Высоту траверс принимаем равной

Htr=lw/n=147,6/4=36,9 см.

Окончательно принимаем высоту траверс 400 мм. Определяем максимальную поперечную силу, действующую в тра­версе

СИэс2/2=18,6-44/2=409 КН,

Где С2 — расстояние между сварными швами, соединяющей траверсу с колонной.

Проверяем касательное напряжение в траверсе

Т=0/ АЪгиг) =409 (10) / (40 -1) =105 МПа<

Определяем максимальный изгибающий момент, действующий в траверсе

М=ЯС12/2=18,б¦32/2=83,7 кН-м; М=чс21/4-д12/8=18, 6 • 44 • 50/4-18,6 • 502/8=4417,5 к. Н • см,

Где С1=3 см, С2-44 см — геометрические размеры, см. рис. 4.16 .

Из найденных моментов выбираем больший и проверяем нормаль­ные напряжения в траверсе

Б=бМтах/(I1гЬгг2)=6¦4417,5(10)/(1•402)-166 МПа.<1?Угс

Проверяем приведенные напряжения в траверсе

БгесН/б^Т2 =»/1662+Ю52 = 196,4 МПа.<КуТс

Определяем значение катета шва, соединяющего траверсу с опорной плитой базы колонны:

К г> N0/ (3 г! г*г*) =1860 (10) / (0,7 • 180 ¦ 1 * 178) =0,83 см,

Где Е1*=178 см — суммарная длина сварного шва, соединяющего ко­лонну и траверсы с опорной плитой. Окончательно катет сварного шва принимаем 9 мм. Фундамент под базу колонны принимаем 650×600 мм, и проверя­ем условие

*УАюс2/А1ОС1 >ФЬ 3/З900/2000 =1,25,

Где фь-1,25 — ранее предварительно принятый коэффициент, который совпадает с фактическим

4.14. ПРИМЕР РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ ОГОЛОВКА ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫХ КОЛОНН

Опорный узел вышележащей балки — сконструирован по рис. 3.16. Колонна сквозного сечения. Узел опирания балки на колонну предс­тавлен на рис. 4.2г. В этом случае вся нагрузка передается от балки через опорную плиту непосредственно на колонну. При таком конструктивном решении опорного узла расчет его не нужен. Оголовок принимаем по конструктивным соображениям. Опорную плиту принимаем 450×360 мм и толщиной 20 мм. Сварной шов соединения плиты с колонной принимаем конструктивно катетом 8 мм.

ГЛАВА 5. АВТОМАТИЗАЦИЯ ПРОЦЕССА РАСЧЕТА

СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ 5.1. АВТОМАТИЗАЦИЯ ПРОЦЕССА РАСЧЕТА ПРОКАТНЫХ ДВУТАВРОВЫХ БАЛОК

5.1.1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Расчет прокатных двутавровых балок сводится к подбору мини­мально необходимого номера двутавра по ГОСТ 82 3 9-# и двутавра с параллельными гранями полок по ТУ 14-2-24-72. Программа имеет базу постоянный данных, состоящих из шести массивов. Массивы представляют следующие данные:

N. — два массива моментов сопротивлений сечений балок по

ГОСТ 8239-89′ и по ТУ 14-2-24-72; ^ — два массива моментов инерции сечений балок по ГОСТ 8239-89 и по ТУ 14-2-24-72; с — два массива коэффициентов, учитывающих развитие плас­тических деформаций, приняты по таблице 66Ш в зави­симости от отношения площади пояса балки к площади стенки.

Массив моментов сопротивлений сечений балок

ПО ГОСТ 8239-89 . 39.7 58.4 81.7 109. 143. 159. 184. 203. 232. 254. 289. 317. 371. 407. 472. 518. 597. 743. 953. 1231. 1589. 2035. 2560.



.