Балочная клетка

Размещено на http://www.allbest.ru/

Содержание

стержень балка стык колонна

Исходные данные

1. Компоновка и выбор схемы балочной клетки

1.1 Расчет настила

1.2 Расчет балок настила и вспомогательных балок

1.3 Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов

2. Расчет и конструирование главной балки

2.1 Расчетная схема. Расчетные нагрузки и усилия

2.2 Определение высоты главной балки

2.3 Определение толщины стенки

2.4 Подбор сечения поясов

2.5 Изменение сечения балки по длине

2.6 Расчет поясных швов

2.7 Проверка обеспеченности общей устойчивости балки

2.8 Проверка местной устойчивости элементов балки

2.9 Конструирование и расчет опорной части балки

2.10 Расчет и конструирование укрупнительного монтажного стыка балки на высоко прочных болтах

3. Расчет и конструирование колонны

3.1 Подбор сечения стержня сплошной сварной колонны

3.2 Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки

3.3 Конструирование и расчет оголовка колонны

3.4 Конструирование и расчет базы колонны

Литература



Исходные данные

Шаг колонн в продольном направлении, L = 18 м.

Шаг колонн в поперечном направлении, B = 5 м.

Габариты площадки в плане: 2L x 2B.

Отметка верха настила Н = 9 м.

Строительная высота перекрытия hстр = 2,30 м.

Временная (полезная) равномерно распределенная нагрузка n = 13 кН/м2.

Материал конструкций:

настила - сталь С235,

балок настила и вспомогательных - сталь С245,

главных балок - сталь С275,

колонн - сталь С275,

фундаментов - бетон В12,5.

Допустимый относительный прогиб настила - 1/150.

Тип колонны - сплошная и сквозная.

Примечания :

Рассматриваются два варианта балочной клетки нормального типа и один - усложненного типа со стальным настилом.

Соединение колонн с фундаментами принято шарнирным, а примыкание балок к колоннам - сверху.

Неизменяемость балочной площадки в поперечном направлении обеспечивается вертикальными связями по колоннам, а в продольном - присоединением площадки к неподвижной системе.



1. Компоновка и выбор схемы балочной клетки

1.1 Расчет настила

Для стального настила применяются плоские листы толщиной 6...16 мм, которые располагаются на балках настила (рис. 2, а) и привариваются непрерывными сварными швами. Приварка настила к балкам делает невозможным сближение опор настила при его прогибе под нагрузкой. Поэтому расчетная схема настила (рис. 2,б) представляет собой закрепленную шарнирно-неподвижную на опорах полосу единичной ширины, испытывающую под действием поперечной силы изгиб по цилиндрической поверхности [1, с. 130; 2, с. 462].

Значение предельного пролета настила из условия обеспечения его жесткости (cм. рис. 2) вычисляются по формуле

где E = 2,06 · 105 МПа - модуль упругости стали; = 0,3 - коэффициент поперечной деформации стали (Пуассона); n0 - заданное отношение пролета настила к его предельному прогибу, n0 = l / f, (для стального настила n0 = 150).



Рис. 2. Плоский стальной настил и его расчетная схема

Шаг балок настила а устанавливается по вычисленному размеру пролета настила lн. Для этого значение n = L/lн округляется до целого числа и вычисляется уточненное значение шага балок настила. Допускается увеличение шага балок настила а по отношению к определенному пролету настила lн на 100…120 мм, так как фактический расчетный пролет настила - расстояние между краями полок соседних балок настила - меньше шага балок настила на ширину полки балки настила bf.

Усилие (распор) Н, на действие которого надо проверить сварные швы, прикрепляющие настил к поддерживающим его балкам, можно определить по приближенной формуле (7.3) [1]:

.

Требуется выбрать рациональную конструктивную схему балочной клетки на основе проработки и технико-экономического сравнения двух вариантов нормального и одного варианта усложненного ее конструктивного решения (см. рис. 1). В соответствии с интенсивностью заданной полезной нагрузки, n = 13 кН/м2, назначается толщина листов плоского стального настила: вариант I - tн = 8 мм; вариант II - tн =10 мм; вариант III - tн = 8 мм. Материал настила - сталь С235. 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 = =13 кН/м ;

расчетная:

q = f = 1,2 13 =15,6 кН/м ,

где n = 13 кН/м2 - полезная нагрузка в соответствии с заданием; f = 1,2 - коэффициент надежности по нагрузке для временной нагрузки.

Определяется расчетный пролет настила (исходя из условия обеспечения жесткости намеченных вариантов настила):

варианты I и III (tн = 10 мм):

;

вариант II (tн = 12 мм):

Принимается шаг балок настила:

вариант I:

а = 1,2 м < (lн + 100 мм) =1111 + 100 = 1211 мм.

Схема расстановки балок настила показана на рис. 1, а;

вариант II:

а = 1,4 м < (lн + 100 мм) = 1389 + 100 =1489 мм.

Схема расстановки балок настила показана на рис. 1, б;

вариант III: возможный шаг балок настила а = 1,2 м. Схема расстановки балок настила показана на рис. 1, в.

Определяется усилие Н, на действие которого надо проверить сварные швы, прикрепляющие настил к поддерживающим его балкам:

варианты I и III (tн = 8 мм):

вариант II (tн = 10 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 (табл.55* [_] ). Для этих условий и стали С235: Rwf = 215 МПа; Rwz= =0,45·360=162МПа. Учитывая, что

ЯfRwf = 0,9·215 = 193,5МПа>Яz·Rwz = 1,05·162=170 МПа,

расчетный катет углового шва вычисляется по формуле (121) [3]:

где lw = 1 м - расчетная длина шва; f = 0,9 и z = 1,05 - коэффициент, определяется по табл. 34 [3]; wf = 1 - коэффициент условий работы шва (см. п. 11.2 [3]); Rwf - расчетное сопротивление сварного шва по металлу шва, (см. табл. 56 [3]); Run - нормативное сопротивление листового проката (см. табл. 51* [3]).

Для вариантов I и III (tн = 8 мм)

в соответствии с табл. 38* [3] принимается минимально допустимый катет шва при tн =8 мм kf = 4 мм;

Для варианта II (tн = 10 мм)

принимается минимально допустимый катет шва kf = 4 мм.

Результаты расчета стального настила сведены в табл. 1.

Таблица 1 - Расчет стального настила

Расчетные параметры	Вариант
	I	II	III
Толщина настила tн, мм	8	10	8
Расчетный пролет настила, м	1,111	1,489	1,111
Принятый пролет настила, м	1,2	1,4	1,2
Число балок настила n	16	14	15
Расчетные усилия H, кН	237,7	297	237,7
Расчетный катет углового шва, мм	1,34	1,74	1,34
Принятый катет углового шва, мм	4	4	4
Масса настила m1, кг/м2	62,8	78,5	62,8

1.2 Расчет балок настила и вспомогательных балок

В качестве балок настила и вспомогательных балок балочной клетки применяются прокатные стальные горячекатаные двутавры по ГОСТ 8239 - 72*, двутавры с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83 и швеллеры по ГОСТ 8240-93.

Балки настила, как правило, проектируются разрезными однопролетными. Полная нагрузка на балки складывается из временной полезной и постоянной нагрузки от собственного веса металлических конструкций. Нагрузка на балки настила передается через настил в виде равномерно распределенной нагрузки, при этом ширина грузовой площади сбора нагрузки на балки соответствует их шагу (см. рис. 1).

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 (см. рис. 1, в). 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 = (m1g + n) а;

q1 = (m1g f + n f) а,

на вспомогательные балки:

Здесь m1 - масса 1 м2 настила, кг/м2 (табл. 1); m2 - масса погонного метра балки настила (прил. 1, табл. 1); g = 9,81 м/с2 - ускорение свободного падения; f = 1,05 - коэффициент надежности по нагрузке для веса металлоконструкций (см. табл. 1 [4]); f = 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 (см. п. 5.18 [3]).

Погонная равномерно распределенная нагрузка на балку настила:

для I и III вариантов соответственно составляет:

нормативная:

qn1 = (m1g + n) а = (62,8 9,81 + 13 103) 1,2 = 16339 Н/м 16,3 кН/м ;

расчетная:

q1 = (m1gf + nf) а = (62.8 9,81 1,05 +13103 1,2) 1,2 = 19496 Н/м 19,5 кН/м;

для варианта II:

нормативная:

qn2 = (78,59,81 + 13103) 1,4 = 19278 Н/м 19,3кН/м ;

расчетная:

q2 = (78,5 9,81 1,05 + 13103 1,2) 1,4 = 22972 Н/м 23 кН/м.

Расчетные усилия M и Q в балках настила определяются известными методами строительной механики как для разрезных однопролетных балок.

Вариант I:

расчетный пролет l = B = 6 м (см. рис. 1, а);

изгибающий момент в середине пролета:

поперечная сила на опоре:



Вариант II:

расчетный пролет l = B = 6 м (см. рис. 1, б);

Вариант III:

расчетный пролет l = b = 3 м (см. рис. 1, в):

В соответствии с п. 5.18* [3] 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 (табл. 40 [1]):

где c1 - коэффициент, учитывающий возможность развития пластических деформаций, с1 = 1,12 - для прокатных балок при изгибе в плоскости стенки, с = 1,1 - коэффициент условий работы конструкций, принимается по табл. 6* [3], Ry - расчетное сопротивление стали, принимается табл. 51* [3].

Вариант I:

По сортаменту горячекатаных двутавровых балок (см. приложение, табл. 1) с учетом Wxтр = 468,75 см3 и Ixтр = 8806 см4 для балки настила по варианту I принимается I 24: h = 240 мм; bf = 115 мм; tf = 9,5 мм; tw = 5,6 мм; Ix = 3460 см4; Wx =289 см3; m2 = 27,3 кг/м.

Вариант II:

Для балки настила по варианту II принимается I 27: h = 270 мм; bf = 125 мм; tf = 9,8 мм; tw = 6 мм; Ix = 5010 см4; Wx =371 см3; m2 = 31,5 кг/м.

Вариант 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 = 5 м (см. рис. 1, в);

Поперечная сила на опоре:

Требуемый момент сопротивления сечения:

Требуемый момент инерции сечения:

Принимается I 33: h = 330 мм; bf = 140 мм; tf = 11,2 мм; tw = 7 мм; Ix = 9840 см4; Wx =597 см3; m3 = 42,2 кг/м.

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 и числом монтажных единиц.

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 ячейку18 х 5
	на 1 м2	на ячейку 18 х 5	Типоразмеров	Монтажных единиц
I	85,6	7700	1	16
II	101	9090	1	14
III	97,27	8754	2	21

В соответствии с табл. 2 для дальнейшего проектирования принимается вариант I балочной площадки.



2. 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 (см. п. 5.18 [3]), 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 (w = hw / tw - значительно больше, чем в прокатных балках) эффективность увеличения несущей способности балки от использования упругопластической работы материала стенки балки незначительная, так как требуются дополнительные конструктивные мероприятия по обеспечению устойчивости стенки. Поэтому в пособии рассмотрен пример расчета составной сварной балки, работающей в упругих деформациях.

2.1 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, P, кН, на главную среднюю балку следует определять по формулам:

для нормального варианта балочной клетки:

Pn = (m g + n)aB;

P = (m g f + n f)aB;

для усложненного варианта балочной клетки:

Pn = (m g + n)bB;

P = (m g f + n f)bB.

Нормативные и расчетные значения интенсивности равномерно распределенной нагрузки на главную среднюю балку qn, q, кН, (рис. 3) определяются по формулам:

qn = (m g + n)B;

q = (m g f + n f)B.

Здесь m - расход стали на 1 м2 площади балочного перекрытия (см. табл. 2).

Рис. 3. К определению нагрузок на главную балку



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. Если hопт значительно превышает hmax , то следует принимать сопряжение балок в одном уровне (рис. 5, б).

При определении hопт требуется знать толщину или гибкость стенки , поэтому для первого этапа расчета гибкость стенки можно принимать по табл. 3.

Таблица 3 - Рекомендуемые гибкости стенок балок

Пролет балки L, м	10...12	13...15	16...20	20...30	>30
Гибкость стенки hw / tw	100...125	125...150	145...165	165...185	185...200

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:

tw = hw / w .

Наименьшая толщина стенки определяется из условия ее работы на касательные напряжения:

.

Чтобы обеспечить устойчивость стенки без дополнительного укрепления ее продольными ребрами, необходимо принимать толщину стенки не менее

В балках высотой более 2 м стенка из условия получается чрезмерно толстой, поэтому ее рекомендуется принимать в пределах tw = (1/200…1/250)hw и укреплять одним продольным ребром.

Толщина стенки должна быть согласована с имеющимися толщинами проката листовой стали (см. прил. 1, табл. 4). Окончательно толщину стенки следует принимать: не менее 8 мм.

2.4 Подбор сечения поясов

Требуемая площадь сечения одного поясного листа балки определяется из условия прочности (если , - требуемый момент инерции балки из условия прочности) или из условия жесткости (если, - требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости). Поэтому в формуле, по определению требуемого момента инерции, приходящегося на поясные листы (If, тр = Iтр - Iw), за Iтр принимается большее из двух значений или .

Погонная нагрузка с учетом собственного веса главной балки - 2 %:

нормативная нагрузка, кН/м:

qn = k(mg + n)B = 1,02(85,69,81 + 13103)5 = 70600Н/м = 70,6 кН/м;

расчетная нагрузка, кН/м:

q = k (m g f + n f) B = 1,02(85,69,811,05 + 131031,2)5 =84057 Н/м = 84,06кН/м.

Максимальные значения расчетных усилий (рис. 4):

изгибающий момент в середине пролета:

поперечная сила на опоре:

Рис. 4. Усилия в главной балке

Вычисляется требуемый момент сопротивления поперечного сечения в предположении работы материала в упругой стадии. Расчетное сопротивление стали С275 Ry = 260 МПа для проката толщиной до 20 мм (см. табл. 51* [3]), коэффициент условия работы конструкции с = 1 (см. табл. 6* [3]);

.

Минимальная высота (по жесткости) балки:

Задается гибкость стенки w = 155 (см. табл. 3). Тогда оптимальная высота балки без учета развития пластических деформаций

При этажном сопряжении балок настила (рис. 5, а):

hmax = hстр - hб.н. - tн - f = 2,3 - 0,24 - 0,008 - 0,045 = 2,007 м;

при сопряжении балок в одном уровне (рис. 5, б):

hmax = hстр - tн - f = 2,3 - 0,008 - 0,045 = 2,247 м,

где f = L/400 = 1800/400 = 4,5 см =0,045 м - прогиб балки.

Принимается h = 1,54 м, что больше hmin = 1,62 м, меньше hmax = 2,007 м и близко к hопт = 1,44 м.

Рис. 5. Схемы сопряжения балок:

а - этажное; б - в одном уровне; в - пониженное

Определяется толщина стенки tw из условий:

а) прочности на срез от Qmax =756,5 кН, при hw = h - 2tf = 1,54 - 20,02=1,50м, где tf из опыта проектирования принимается в пределах от 10 до 40 мм; принимается hw = 1,50 м - равной ширине листа в соответствие с сортаментом прокатной стали по ГОСТ 19903-74* (приложение, табл. 4); Rs = 0,58 Ry = 0,58 260 = 153,7 МПа; Ry = 260 МПа, при толщине проката 10…20 мм (табл. 51* [3]):

б) местной устойчивости стенки без укрепления продольными ребрами жесткости:

;

Принимается tw = 10 мм, что примерно соответствует заданной гибкости стенки w = 155 (hw / tw = 1,5 /0,01 = 150).

Вычисляется:

требуемый момент инерции сечения балки из условия прочности:



где h = hw + 2tf = 1,50 + 20,02 = 1,54 м = 154 см;

требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости:

Так как

подбор сечения поясов ведется по моменту инерции

Момент инерции стенки балки

Требуемый момент инерции, приходящийся на поясные листы, равен

Расстояние между центрами тяжестей поясных листов

h0 = h - tf = 1,54 - 0,02 = 1,52 м = 152 см.

Требуемая площадь сечения одного пояса балки

Поясные листы балки принимаются из листа универсальной широкополосной стали по ГОСТ 82-70* (см. приложение, табл. 3) 340 20 мм, площадь сечения пояса - Af = 342,0 = 68 см2.

Проверяются принятые размеры поясных листов:

tf = 20 мм < 3tw = 310 = 30 мм;

bf = 340 мм > bf.min = 200 мм. (из конструктивных соображений)

Таким образом, местная устойчивость сжатого пояса обеспечена.

Фактические геометрические характеристики подобранного сечения

Рис. 6. Сечение главной балки

1. Высота сечения балки:

h = hw + 2 tf = 1,50 + 20,02 = 1,54 м = 154 см.

2. Площадь сечения:

A = hw tw + 2bf tf = 1501,0 + 2342,0 = 286 см2.

3. Момент инерции сечения:

4. Момент сопротивления сечения:

5. Статический момент полусечения относительно нейтральной оси:

6. Отношение площади сечения поясного листа к площади сечения стенки:

Проверяется прочность принятого сечения на действие максимального изгибающего момента (рис. 6):

Недонапряжение в сечении:

Проверяется прогиб балки:



Если может превышать 5 %, при этом

2.5 Изменение сечения балки по 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, и уменьшенное сечение поясов принимается из условия прочности этого шва на растяжение:

Rwy = 0,85 Ry.

Место изменения сечения следует делать на расстоянии x = (L/6…L/7) от опоры.

Ширина измененного сечения пояса должна отвечать условиям:

Изменение сечения в соответствии с п. 5.19* [3] выполняется без учета пластических деформаций за счет уменьшения ширины поясных листов на расстоянии около 1/6 пролета от опоры:



х = L/6 = 18/6 = 3,0 м.

Определяются усилия в балке на расстоянии 3,0 м от опоры (рис. 7):

Рис. 7. Изменение сечения балки по длине

Подбирается уменьшенное сечение балки, исходя из прочности стыкового шва нижнего пояса. Расчетное сопротивление сварного соединения встык на растяжение (ручная сварка) Rwy = 0,85Ry. = 0,85260 = 225 МПа.

Требуемый момент сопротивления:

Для определения требуемой площади поперечного сечения поясов производятся следующие вычисления:

If1.тр = Ix1 - Iw = 647262 - 281250 = 366012см4.

Требуемая площадь поперечного сечения поясов в измененном сечении:

Ширина поясного листа:

Принимается поясной лист 200 20 мм из широкополосной универсальной стали по ГОСТ 82-70*: b1f = 200 > bf.min = 200 мм; b1f = 200 мм > bf / 2 = 340 / 2 = 170 мм; bf1 = 200 мм > h / 10 = 1540/ 10 = 154 мм.

Геометрические характеристики измененного сечения балки

Статический момент пояса относительно нейтральной оси:

Проверяется прочность измененного сечения балки по касательным напряжениям на опоре:

Проверяется прочность измененного сечения балки по приведенным напряжениям на грани стенки (точка А, рис. 7) по п. 5.14* [3]. При этом нормальные напряжения в точке А равны:

касательные напряжения в точке А равны:

Таким образом, прочность принятого уменьшенного сечения главной балки обеспечена.

2.6 Расчет поясных швов

В сварных балках составного сечения соединение поясов со стенкой осуществляется поясными швами. Поясные швы исключают при изгибе балки сдвиг поясов относительно стенки и превращают все сечение в едино работающее. Это соединение передает на стенку балки местную нагрузку, приложенную к поясам между поперечными ребрами жесткости. Поясные швы принимаются двусторонними. Однако в сварных двутавровых балках, несущих статическую нагрузку, нормы допускают применение односторонних поясных швов. В этом случае расчетная нагрузка должна быть приложена симметрично относительно поперечного сечения балки, а в местах приложения к поясу балки сосредоточенных нагрузок должны быть установлены поперечные ребра жесткости. Поясные швы следует выполнять автоматической сваркой, сплошными, наименьшей допускаемой толщины.

Расчет поясных швов ведется на сдвигающее усилие, возникающее между поясами и стенкой, и местного давления от внешней нагрузки, приложенной к поясу балки.

Поясные швы выполняются автоматической сваркой в положении "в лодочку" сварочной проволокой Св-08ГА под слоем флюса АН-60. Катет шва kf = 6мм - минимально допустимая толщина сварного шва по табл. 38*[3]. Для этих условий и стали С275 по табл. 56*[3]: Rwf = 200 МПа; Rwz = 0,45Run = 0,45370 = = 166,5 МПа; f = 1,1; z = 1,15 (Run = 370 МПа, табл. 51*[3] - для наиболее толстого из свариваемых листов).

Расчет поясных швов выполняется с учетом местных напряжений под балками настила (см. п. 2.4).

Расчетные усилия на единицу длины шва:

Проверяется прочность шва:

по металлу шва:

по металлу границы сплавления:



Таким образом, минимально допустимая толщина шва достаточна по прочности.

2.7 Проверка обеспеченности общей устойчивости балки

Нагрузка на главную балку передается через балки настила, закрепляющие ее в горизонтальном направлении и установленные с шагом а.

Определяется предельное отношение расчетной длины участка балки между точками закрепления lef к ширине сжатого пояса bef, при котором не требуется расчет на устойчивость балки.

Предельное отношение lef /bef =15,8 > a / bf = 1,2/0,34 = 3,53. Следовательно, общую устойчивость балки проверять не требуется.

2.8 Проверка местной устойчивости элементов балки

Элементы балки составного сечения (сжатые пояса и стенка) могут потерять устойчивость. Сжатые пояса теряют устойчивость под действием сжимающих нормальных напряжений, а стенка - под действием сжимающих нормальных и (или) касательных напряжений. Такая потеря устойчивости называется местной.

Потеря устойчивости одним из элементов балки приводит к потере несущей способности всей конструкции. Поэтому при проектировании балки составного сечения необходимо стремиться к тому, чтобы несущая способность из условия обеспечения местной устойчивости ее элементов была не ниже несущей способности конструкции из условия прочности.

В соответствии с требованиями [3, табл. 30] проверка устойчивости сжатого пояса производится в месте нормальных максимальных напряжений по формуле:

где bef = (bf - tw) /2 - свес полки; bf , tf - ширина и толщина поясного листа; tw - толщина стенки.

Стенка составной балки имеет, как правило, очень большую гибкость (w > 100), поэтому устойчивость стенки обеспечивают укреплением ее специальными ребрами жесткости, которые делят стенку на отсеки. Эти отсеки могут потерять устойчивость независимо один от другого.

Стенки балок укрепляют поперечными ребрами жесткости, если значение условной гибкости стенки превышает 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки. Расстояние между основными поперечными ребрами не должно превышать 2hef, если > 3,2, и 2,5hef, если < 3,2 (где hef = hw - высота стенки). В стенке, укрепленной только поперечными ребрами, ширина их выступающей части bh должна быть для симметричного парного ребра не менее hef / 30 + 40, мм, для одностороннего ребра - не менее hef / 24 + 50, мм; толщина ребра ts принимается не менее .

Суть расчета на устойчивость стенок балок состоит в том, что действительные напряжения , , loc у расчетной границы стенки в целях обеспечения необходимой безопасности не должны превышать критических cr, cr, loc,cr , а также должны выполняться условия:

а) - при отсутствии местного сжимающего напряжения (loc = 0);

б) - при наличии местного напряжения (loc 0).

Действующие напряжения , у расчетной границы стенки следует вычислять в предположении упругой работы материала на действие средних значений соответственно момента М и поперечной силы Q в пределах отсека; если длина отсека а больше его расчетной высоты hw, то M и Q следует вычислять для более напряженного участка с длиной, равной высоте отсека. При наличии сосредоточенной сжимающей силы, приложенной непосредственно к верхнему поясу балки, M и Q следует определять под этой сосредоточенной силой. Если в пределах отсека находится место измененного сечения балки, то значения M, Q и W берут по уменьшенному сечению.

Последовательность проверки устойчивости стенок балок, укрепленных только поперечными ребрами жесткости, дана в блок-схеме (см. прил. 2).

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 [3, п. 7.24].

где bеf = (bf - tw)/ 2 = (0,34 - 0,01) / 2 = 0,165 м = 16,5 см - ширина свеса сжатого пояса.

Проверка устойчивости стенки

Стенку балки в соответствии с п. 7.10 [3] необходимо укреплять поперечными ребрами жесткости, так как условная гибкость стенки



Ребра жесткости ставятся так, как показано на рис. 8. Максимальное расстояние между ребрами в отсеке № 2,3,4 а = 2,4 м, что меньше 2hw = 21,5 = 3,0 м. В остальных отсеках - а = 2 м. Для укрепления стенки балки принимаются парные ребра жесткости с шириной bh = 100 мм и толщиной ts = 8 мм:

Проверяется устойчивость стенки в отсеке, на который попадает место измененного сечения, т.е. отсека № 3. Усилия M и Q в расчетных сечениях отсека № 3 (рис. 8):

В месте изменения сечения М3=М/ = 1891.4 кНм, Q3 =Q/ =504,4 кН;

Под балкой настила, расположенной в отсеке

Проверка устойчивости отсеков стенки балки ведется по блок-схеме (прил. 2).

О т с е к № 2 под балкой настила

Исходные данные для проверки устойчивости:

высота и толщина стенки - hw = 1500 мм, tw = 10 мм;

ширина и толщина поясного листа под балкой настила - bf = 200 мм, tf = 20 мм (для измененного сечения);

расчетные сопротивления материала стенки - Ry = 260 МПа; Rs = 153,7 МПа;

усилия в расчетном сечении (см. рис. 8) - M3 = 1573,6 кНм, Q3 = 554,8 кН;

момент сопротивления в расчетном сечении - Wx = 9654 см3;

местная сосредоточенная сила, приложенная к верхнему поясу, равная опорной реакции двух балок настила - F = 2Q = 97,6 кН, а условная длина распределения этой силы lef = 15,5 см (см. 2.5);

коэффициент условия работы конструкции с = 1 (см. табл. 6* [3]);

расстояние между ребрами в отсеке а = 2,4 м.

Условная гибкость стенки:

2, 3. Так как a = 2.4 м > hw = 1,5 м обозначается меньшая сторона отсека через d (d = hw = 1,5 м).

4. Отношение большей стороны отсека к меньшей:

= а / hw = 2,4/ 1,5 = 1,6.

5. Условная гибкость стенки равна:

6. Коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках равен:

7. F = 97,6 кН ? 0.

8. Местные напряжения в стенке под балкой настила:

9. Сжимающие нормальные и касательные напряжения у расчетной грани стенки:

3Сз-410 270800. 62 10 ПЗ

В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.

loc = 63 МПа 0.

17.

19.

25. Предельное отношение [loc /] выбирается по табл. 24 [3], при a / hw = 1,6 и = 1,07:

[loc /] = 0,372.

26. [loc /] = 0,372 < loc / = 63 / 158,8 = 0,398.

28. По табл. 25 [3] с2 = 62,0.

29.

201.

211. По табл. 23 [3] с1 = 33.

221.

32.

33. loc = 63МПа ? 0.

35, 36.

Проверяется устойчивость отсека № 2 на действие напряжений в месте изменения сечения балки.

Исходные данные:

hw = 1500 мм, tw = 10 мм;

bf = 200 мм, tf = 20 мм;

Ry = 260 МПа; Rs = 153,7 МПа;

с = 1, а = 2,4 м.

1.

2, 3. Так как а = 2,4 м > hw = 1,5 м, то d = hw = 1,5 м.

4. = a / hw = 2.4 / 1,5 = 1,6.

5.



6.

7. F = 0, loc = 0.

9.

10. В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.

14. loc = 0.

23. По табл. 21 [3] сcr = 31,63.

24.

32.

33. loc = 0.

34, 36.

37. Устойчивость стенки в отсеке № 2 обеспечена.

2.9 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 (рис. 9).

Рис. 9. К расчету опорной части балки

Ширину опорного ребра принимают равной ширине пояса балки в измененном сечении. Нижний торец ребра выступает за грань нижнего пояса на 20 мм (не более 1,5ts) и его поверхность фрезеруется с целью плотного опирания на опорную плиту оголовка колонны, поверхность которой строгается.

Опирание ребра рассчитывается по смятию торцевой поверхности по формуле

где b и t - ширина и толщина опорного ребра; Rp - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки), принимается по табл. 52* [3].

Опорные ребра балок рассчитывают на продольный изгиб из плоскости стенки как условного центрально-сжатого стержня. Расчет ведется на действие опорной реакции. В расчетное сечение этого стержня включается опорное ребро и участок стенки балки шириной . Расчетная длина стержня принимается равной высоте стенки балки hw.

Для обеспечения местной устойчивости ширина свеса опорного ребра bef к его толщине не должна превышать значений, определенных по табл. 29 [3].

Главная балка опирается на колонну сверху и через опорное ребро, приваренное к торцу балки, передает на нее опорную реакцию V = Qmax = 756,5 кН; Rp = 336 МПа (табл. 52* [3]).

Принимается конструкция опорной части по варианту (см. рис. 9).

Ширина опорного ребра принимается равной ширине пояса балки bp == 200 мм.

Определяется толщина ребра из условия прочности на смятие торцевой поверхности:

Принимается ребро из листа размером 200 х 12 и проверяется устойчивость опорной части:

площадь сечения условной стойки (см. рис. 9, сечение а-а)

где

Вычисляется момент инерции сечения относительно оси х1 (см. рис. 9), без учета момента инерции участка стенки (ввиду малости), радиус инерции сечения и гибкость стойки с расчетной длиной, равной высоте стенки.



По табл. 72 [3] в зависимости от значений x1 = 34,5 и Ry = 260 МПа определяется значение коэффициента продольного изгиба = 0,910.

Проверяется устойчивость опорного ребра:

Проверяется местная устойчивость опорного ребра (табл. 29*[3]):

Местная 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 С275: Rwf = 215 МПа (см. табл. 56 [3]); Rwz= 0,45Run = 0,45•370 = 166,5 МПа(см. табл. 51? [3]). f = 0,9 и = 1,05 ( см. табл. 34 [3]); wf = 1 (см. п. 11.2 [3]).

по металлу шва:



по металлу границы сплавления:

Минимальный катет шва по табл. 38* [3] kf min = 5мм.

Минимальный катет флангового шва из условия lw 85 f kf:

Окончательно принимается катет шва kf = 6 мм.

2.10 Расчет и конструирование укрупнительного монтажного стыка балки на высокопрочных болтах

Укрупнительный монтажный стык желательно проектировать совмещенным (стенка и полки балки стыкуются в одном сечении) в середине пролета главной балки. Каждый пояс главной балки в месте стыка перекрывается тремя накладками. Ширина верхней накладки принимается равной ширине пояса bf, а ширина нижних накладок равна bf /2 - 20...40 мм. Толщина накладок устанавливается таким образом, чтобы суммарная площадь их поперечного сечения была не менее площади сечения пояса балки. Стенка перекрывается двумя листовыми накладками с толщиной равной толщине стенки tw.

Высокопрочные болты изготавливаются в различном климатическом исполнении из сталей 40Х «Селект», 38ХС, 30Х3МФ, 30Х2НМФА диаметром от 16 до 48 мм. Наиболее распространенными являются высокопрочные болты из стали марки 40Х «Селект» по ТУ 14-1-1237-75.

Болты следует размещать в соответствии с табл. 39 п. 12.19* [3], а шаг между центрами болтов в соединении устанавливается: минимальный - 2,5d, максимальный - 8d и 12t; расстояния от центра болта до края накладки: минимальное вдоль и поперек усилия - 1,3d, максимальное - 4d и 8t, где d - диаметр отверстия для болта; t - толщина наиболее тонкого наружного элемента. Для облегчения пользования кондукторами при сверлении отверстий размеры шага и дорожки необходимо применять кратными 40 мм.

Укрупнительный стык размещается в середине пролета балки (х = 9,0 м). Усилия M и Q в расчетном сечении: М1 = 3404,4 кН м; Q1 = 0 (см. п. 2.8). Конструкция стыка представлена на рис. 10.

Каждый пояс балки перекрывается тремя листовыми накладками - одной сверху и двумя снизу. Сечение верхней накладки принимается размером 340 14 мм, а сечение нижних накладок - 130 14 мм. Суммарная площадь сечения накладок равна

Ан = (34 +2 13) 1,4 = 84 см2 > Af = 34 2,0 = 68 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 = 1100 МПа (табл. 61); обработка поверхности газопламенная. Несущая способность одного высокопрочного болта, имеющего две плоскости трения, равна

где k = 2 - количество поверхностей трения соединяемых элементов; Rbh = 0,7Rbun = 0,7 1100 = 770 МПа - расчетное сопротивление растяжению высокопрочных болтов; b = 1 - коэффициент условий работы соединения (см. п. 11.13*[3] при n > 10); = 0,42 - коэффициент трения, принимаемый по табл. 36* для газопламенной обработки соединяемых поверхностей; Abh = 2,45 см2 - площадь сечения болта нетто, определяемая по табл. 62*[3]; h = 1,12 - коэффициент надежности (способ регулирования натяжения болтов по моменту закручивания), принимаемый по табл. 36*.

Стык поясов

Расчетное усилие на стык поясных листов

где Ix, If и h0 - взяты по п.2.4.

Требуемое количество высокопрочных болтов в соединении на полунакладке:

Принимаются 14 болтов и размещаются согласно рис. 10.

Проверяется ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d = 23 мм (на 3 мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен двумя отверстиями по краю стыка:

An.нт = tf(bf - n d0) = 2 (34 - 2 2,3) = 58,8 см3 >

> 0,85bf tf = 0,85 34 2 = 57,8 см2,

поэтому ослабление пояса отверстиями можно не учитывать.

Проверяется ослабление накладок в середине стыка четырьмя отверстиями:

Ан.н = Ан - 2n dotн = 1,4(34 + 2 13) - 2 4 2,3 1,4 = 58,24см2 >

> 0,85 bf tf = 0,85 34 2 = 57,8 см2.

Стык стенки

Изгибающий момент, действующий на стенку, определяется по формуле

Поперечная сила Q = 0.

Принимается расстояние между крайними по высоте рядами болтов

аmax = hw - (12… 18) мм = 150 - 14 = 136 см = 1,36 м.

Задается число горизонтальных рядов болтов К = 18, устанавливается расстояние между болтами по вертикали:

Максимальное горизонтальное усилие от изгибающего момента, действующее на каждый крайний наиболее нагруженный болт, равно

где m = 2 - количество вертикальных рядов болтов на полу накладки;

аi2 = + 1362 + 1202 + 1042 + 882 + 722 + 562 + 402 + 242 +82 =

= 61404 см2.

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



прочность стенки обеспечена.



3. 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.

Расчет колонны включает в себя: выбор типа сечения стержня, установление расчетной схемы, подбор сечения и проверку устойчивости стержня, расчет и конструирование оголовка и базы колонны. При выборе типа сечения стержня колонны необходимо учитывать величину нагрузки, действующей на колонну. В курсовой работе сечение стержня колонны следует принимать в соответствии с заданием.

Расчетная схема колонны должна соответствовать принятому конструктивному решению узла сопряжения главной балки с оголовком, базы с фундаментом. Поэтому в зависимости от конструктивных решений узлов колонны ее следует рассматривать как защемленную или шарнирно опертую. Верхняя часть стержня колонны большей частью принимается шарнирной.

Нижний конец колонны рассматривается шарнирно закрепленным, если опорная плита базы непосредственно закреплена в фундаменте двумя фиксирующими анкерными болтами диаметром d = 20…30 мм, и жестко закрепленным, если база колонны закреплена в фундаменте не менее чем четырьмя анкерными болтами диаметром d = 24…36 мм посредством специальных столиков.

В соответствии с принятым характером закрепления концов колонны расчетная (приведенная) длина стержня колонны lef определяется по формуле

lef = lк ,

где - коэффициент приведения длины.

Конструктивная длина колонны lк, см, определяется на основании заданной отметки верха перекрытия H по формуле

lк = H + hз - (h + hб.н + tн + 2,0),

если принят поэтажный вариант сопряжения балок, и по формуле

lk = H + h3 - (h + tн + 2,0),

если вариант сопряжения балок в одном уровне.

Здесь h3 - заглубление колонн ниже нулевой отметки; h - высота сечения главной балки; hб.н - высота сечения балки настила; tн - толщина металлического настила.

Расчетное значение продольного усилия сжатия, возникающего в поперечном сечении стержня колонны среднего ряда, может быть вычислено по формуле:

N = 2 Qmax ,

где Qmax - поперечная сила в опорной части главной балки.



3.1 Подбор сечения стержня сплошной колонны

Материал конструкции - сталь С275 с расчетным сопротивлением Ry = 270 МПа (табл. 51*[3]), коэффициент условий работы с = 1. Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне равно

N = 2Qmax 1,01 = 2 756,5 1,01 = 1528 кН.

Конструктивная длина стержня колонны на основе заданной отметки верха перекрытия Н = 9 м равна

где h3 = 0,7 м - заглубление колонн ниже нулевой отметки; h = 1,54 м - высота сечения главной балки; hб.н = 0,24 м - высота сечения балки настила; tн = 0,008 м - толщина металлического настила.

Принимается сечение стержня колонны из прокатного двутавра с параллельными гранями полок типа «К». Для двутаврового сечения ix = 0,43h, а iy = 0,24b (h - высота сечения, b - ширина сечения). Для обеспечения равноустойчивости стержня колонны относительно главных осей симметрии (х-х и y-y) уменьшается расчетная длина колонны относительно оси y - y путем постановки вертикальных связей между колоннами по схеме, приведенной на рис. 12. Расчетные длины стержня колонн:

относительно оси x -x le f, x = lk = 1 7,892м = 7,892 м,

относительно оси y - y le f, y = lk / 2 = 17,892/2 = 3,946м.



Рис. 12. К определению расчетной длины колонны

Задается гибкость стержня колонны = 55. Условная гибкость стержня:

По табл. 72* [3] находится соответствующее значение коэффициента продольного изгиба = 0,815.

Геометрические характеристики поперечного сечения стержня колонны

Необходимая площадь сечения:

радиусы инерции сечения:

iтр х = lef, x / = 789,2/55 = 14,35 см;

iтр, y = lef, y / = 394,6/55 = 7.17 см;

По сортаменту двутавров по ГОСТ 26020-83 принимается I 23К2: A = 75,77 см2; i1х = 10,02 см; i1у = 6,04 см.

Проверяется принятое сечение колонны по большей гибкости:

Рис. 13. Сечение сплошной колоны



Недонапряжение в сечении:

3.2 Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки

Стержень сквозной центрально-сжатой колонны образуется из двух прокатных швеллеров или двутавров, соединенных между собой решеткой. В центрально-сжатых колоннах рекомендуется безраскосная решетка. Соединительные планки проектируются из листов или отрезков швеллеров (рис. 14).

Рис. 14. К расчету ветвей сквозной колонны

Материал конструкции - сталь С275 с расчетным сопротивлением Ry = 270 МПа (табл. 51*[3]).

Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне:

N = 2 Qmax 1,01 = 2 756,5 1,01 = 1528 кН.

Принимается шарнирное закрепление концов колонны, тогда в соответствии с принятым характером закрепления коэффициент приведения длины = 1. Конструктивная длина стержня колонны lк = 7,892 м (см. п. 3.1).

Расчетные длины стержня колонны:

lx = ly = l к = 1 7,892= 7,892 м.

Расчет относительно материальной оси

Задается гибкость относительно материальной оси x = 55.

По табл.72* для гибкости х = 55 х = 0,815.

Вычисляется требуемая площадь поперечного сечения стержня колонны:

По сортаменту двутавров (ГОСТ 8239-728) подбираются два двутавра I 27:

A = 2 40,2 = 80,4 см2; i1х = 11,2 см; i1у = 2,54 см; I1у = 260 см4.

Проверяется устойчивость стержня колонны относительно материальной оси:

Таким образом, устойчивость стержня колонны относительно материальной оси обеспечена.

Расчет относительно свободной оси

Из условия равноустойчивости находится требуемая гибкость стержня колонны относительно свободной оси и задается гибкость ветви 1y = 30:

Требуемый радиус инерции сечения относительно свободной оси:

Требуемый момент инерции сечения:

Требуемая ширина сечения b находится из формулы:

Проверяется наличие зазора 100…150 мм между полками двутавров, необходимого для окраски конструкций:



Ширина сечения колонны принимается 275 мм

Длина ветви:

lв = 1y i1y = 30 2,54 = 76,2 см = 0,762 м.

Принимается расстояние между планками (в свету) 75 см = 0,75 м и сечение планок 10 200 мм (ширина планки bp = (0,5…0,7)b = 0,7b = 0,7 275 200), тогда Iпл = 1,0 203 / 12 = 1302 см.7 Расстояние между центрами планок:

l = lв + bp = 0,75 + 0,20 = 0,95 м.

Геометрические характеристики сечения

Момент инерции сечения:

Радиус инерции сечения:

Гибкость:

Отношение погонных жесткостей:



,

поэтому приведенная гибкость находится по формуле:

(см. табл. 7 [3]);

,

следовательно, проверку относительно свободной оси можно не делать.

Расчет планок

Расчет соединительных планок выполняется на условную поперечную силу Qfic по формуле (23)* [3].

где = 0,843 - 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 22 = 11 кН.

Изгибающий момент и поперечная сила в месте примыкания планки (рис. 15):



Рис. 15. К расчету планки

Соединительные планки привариваются к полкам двутавра угловым швом с катетом шва k = 7 мм.

Сварка полуавтоматическая в углекислом газе сварочной проволокой Св-08Г2С, d = 1,4 - 2 мм.

По табл. 56:

Rwf = 215 МПа, Rwz = 0,45 370 = 166,5 МПа;

по табл. 34*[3]

f = 0,9; z = 1,05;

тогда f Rwf = 0,9 215 = 193,5 МПа > zRwz = 1,05 166,5 = 175 МПа.

Необходима проверка по металлу границы сплавления.

Расчетная площадь шва:

Aw = kf lw = kf (bp - 2 kf) = 0,7 (25 - 2 0,7) = 16,52см.

Момент сопротивления шва:

Напряжения в шве от момента:



Напряжения в шве от поперечной силы:

Проверяется прочность шва по равнодействующему напряжению:

3.3 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 (рис. 16, шов А). Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С, d = 1,4…2 мм. Rwf = 215 МПа, Rwz = 0,45 Run = 0,45370 = 166,5 МПа.

Определяется необходимая длина участка смятия ребра:

bсм = bp + 2 tпл = 0,20+ 20,025 = 0,25 м.

Здесь bp = 0,20 м - ширина опорного ребра главной балки (см. п. 2.9).

Толщина опорного ребра находится из условия смятия:

Принимается tp = 20 мм.

Длина опорного ребра lp (высота оголовка) находится из условия размещения сварных швов, обеспечивающих передачу усилия N = 1528 кН с ребра на стенки ветвей колонны. Принимается катет шва kf = 7 мм < 1,2 tmin = 1,2 6,5 = 7,8 мм (tmin = tw - толщина стенки двутавра).

По табл. 34* f = 0,9, z = 1,05, так как f Rwf = 0,9 215 =193,5 МПа > z Rwz = = 1,05 166,5 = 175 МПа.

Рис. 16. К расчету оголовка колонны

Принимается lp = 41 см = 0,41 м.

Проверяется стенка двутавра на срез вдоль ребра:

Торец колонны фрезеруется после ее сварки, поверхности плиты строгаются, поэтому швы крепления ребра и плиты можно не рассчитывать. По табл. 38* [3] принимается конструктивно минимально допустимый катет шва kf = 8 мм. Конец ребра укрепляется поперечным ребром, размеры сечения которого принимаются 120 10 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. При расчетном усилии в колонне до 6000 кН принимают базу с траверсами, в колонне с расчетным усилиям 6000 кН и более - базу с фрезерованным торцом колонны.

При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом ставят два или четыре анкерных болта диаметром d = 24 мм для фиксации проектного положения колонны. Анкеры в этом случае прикрепляются непосредственно к опорной плите базы. При жестком сопряжении ставят четыре анкерных болта диаметром d = 30…36 мм, которые крепят колонну к фундаменту через выносные консоли и затягиваются с напряжением.

Диаметр отверстий в плите базы принимается в 1,5…2 раза больше диаметра анкерных болтов. На анкерные болты надеваются шайбы с отверстием, которое на 3 мм больше диаметра болта, и после натяжения болта гайкой шайбу приваривают к базе.

Размеры плиты базы B и L определяются по требуемой площади плиты, при этом из конструктивных соображений длина плиты

Lpl > b +2 (75…120) мм,

а ширина плиты

Bpl = h + 2 (ttr +40…50) мм.

Здесь b и h - соответственно ширина и высота сечения стержня колонны; ttr - толщина листа траверсы; 75 мм - минимальный габарит, равный расстоянию от грани колонны до края плиты, необходимый по конструктивным соображениям для размещения анкерных болтов диаметром d = 24…30 мм.

В соответствии с конструкцией базы ее плита может иметь участки, опертые по трем-четырем сторонам, и консольный участок (рис. 17). Толщину плиты следует определять по наибольшему изгибающему моменту из найденных для различных участков плиты. Обычно толщина плиты принимается в пределах 20…40 мм. Если толщина плиты по 1-го участка сильно отличается от толщины плиты 2-го участка (более 40 %), то наиболее напряженный участок плиты следует перекрывать с помощью диафрагм и (или) ребер.

Определение размеров опорной плиты

Размер опорной плиты в плане определяется исходя из условия прочности бетона фундамента смятию под плитой:

где где - коэффициент (зависит от отношения площади фундамента к площади плиты). В курсовом проекте можно приближенно принимать = 1,2; Rb - прочность бетона осевому сжатию. Для бетона класса В12,5 Rb = 7,5 МПа.

Назначается минимально возможная длина плиты базы колонны:

Lpl = b + 290 мм = 275 + 225 = 500 мм = 0,5 м.

Тогда ширина плиты:



Принимается плита с размерами в плане 500 410 мм.

Рис. 17. К расчету базы колонны

Уточняется значение коэффициента :

Перерасчет плиты не требуется.

ЗдесьAf = (Bpl + 2 a)(Lpl + 2 b) = (0,50 + 2 0,1)(0,41 + 2 0,1) = 0,427 м2 ; a = b = 100 мм = 0,1 м - расстояние от края опорной плиты базы колонны до наружной грани подколонника.

= = м2,

Вычисляется значение равномерно распределенной нагрузки на плиту снизу, равной реактивному давлению фундамента:

Из условия работы опорной плиты базы колонны на изгиб, которая рассматривается как пластина, опертая на торец стержня колонны и траверсы, устанавливаются значения максимальных изгибающих моментов на отдельных расчетных участках.

Участок 1 (плита, опертая по четырем сторонам )

Отношение большей стороны участка (b = 0,275 м) к меньшей (а = 0,27 м) равно:

По табл. 5 приложения определяется коэффициент = 0,048.

Максимальный момент в плите участка 1 в направлении короткой стороны а=0,27 м равен:

Требуемая толщина плиты (коэффициент гс = 1,2, п.11 по табл. 6* [3]:



- максимальной толщины стали С245 (табл. 51*[3]). Принимается для плиты сталь С345. При толщине проката 20…40мм Ry = 300 МПа.

Участок 2 ( консольная плита)

В пластинке, опертой по трем сторонам, изгибающий момент в середине свободного края определяют по формуле:

,

где а - закрепленная сторона отсека; - коэффициент (см. приложение, табл. 6).

Так как отношение закрепленной стороны участка к свободной:

участок 2 рассматривается как консольный:

...