Подбор балочной клетки и колонн

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Компоновка и выбор схемы балочной клетки

1.1 Расчет настила

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, = 17 кН/м, назначается толщина листов плоского стального настила: вариант I - t_н = 8 мм; вариант II - t_н =10 мм; вариант III - t_н = 8 мм. Материал настила - сталь С245. 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.

Нагрузки на расчетную полосу шириной 1 см: нормативная:

q_n = 10^-4 = 17 10^-4 кН/см = 1,7 Н/см;

расчетная:

q = _f 10^-4 = 1,2 17 10^-4 = 20,4 10^-4 кН/см = 2,04 Н/см,

где = 17 кН/м² - полезная нагрузка в соответствии с заданием; _f = 1,2 - коэффициент надежности по нагрузке для временной нагрузки.

Определяется расчетный пролет настила (исходя из несущей способности намеченных вариантов настила):

варианты I и III (t_н = 8 мм):

*0,8=92,5 см.

вариант II (t_н = 10 мм):

*1,0=115,6 см.

Число балок настила:

вариант I: принимается n = 19, тогда шаг балок настила

а = L / ( n - 1 ) = 18/(19-1)=1 м < (l_н + 100 мм) = 925+ 100 = 1025 мм.

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

вариант II: принимается n = 15, тогда шаг балок настила а = 1,3 м. Схема расстановки балок настила показана на рис. 1, б;

вариант III: принимается n = 8, тогда возможный шаг балок настила а = 1 м. Схема расстановки балок настила показана на рис. 1, в.

Рис.1. Варианты балочных клеток

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

варианты I и III (t_н = 8 мм): *0,8=2,38 кн/см

вариант II (t_н = 10 мм): *1=2,97 кн/см

Прикрепление настила к поддерживающим ее конструкциям выполняется полуавтоматической сваркой в углекислом газе (по ГОСТ 8050-85) в нижнем положении (проволока марки Св-08 d = 1,4…2 мм). Для этих условий и стали С245: R_wf = 180 МПа; R_wz= = Учитывая, что , расчетный катет углового шва вычисляется по формуле (120) [3]:

где l_w = 1 см - расчетная длина шва; _f = 0,9 и = 1,05 - коэффициент, определяется по табл. 34 [3]; _wf = 1 - коэффициент условий работы шва (см. п. 11.2 [3]); - расчетное сопротивление сварного шва по металлу шва, (см. табл. 56 [3]); R_un - нормативное сопротивление листового проката (см. табл. 51 [3]).

Для вариантов I и III (t_н = 8 мм) : =0,15

Для варианта II (t_н = 10 мм) :

принимается минимально допустимый катет шва =4 мм

Результаты расчета занесены в таблицу 1

Таблица 1.

Расчетные параметры	Вариант
	I	II	III
Толщина настила tн, мм	8	10	8
Расчетный пролет настила, см	92,5	115,6	92,5
Принятый пролет настила, см	100	130	100
Число балок настила n	19	15	8
Расчетные усилия H, кН	2,38	2,97	2,38
Расчетный катет углового шва, мм	1,5	1,8	1,5
Принятый катет углового шва, мм	4	4	4
Масса настила m1, кг/м2	62,8	78,5	62,8

1.2 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.

Погонная равномерно распределенная нагрузка на балку настила:

для варианта I и варианта III соответственно составляет:

нормативная

q_n1 = (m₁g + _n)а = (62,8* 9,81 + 17* 10³) * 1 = 17616Н/м 17,6 кН/м

расчетная

q₁ = (m₁g_f + _nf) а = (62,8*9,81*1,05 + 1710³ 1,2) * 1 = 21047 Н/м 21,1 кН/м;

для варианта II:

нормативная

q_n2 = (78,5*9,81 + 1710³) * 1,3 = 23101 Н/м 23,1 кН/м

расчетная

q₂ = (78,5*9,81 * 1,05 + 17*10³ * 1,2) 1,3 = 27571 Н/м 27,6 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 = 7 м (см. рис. 1, а);

изгибающий момент в середине пролета

==129,2 кн*м

поперечная сила на опоре

==73,9 кн

Вариант II:

расчетный пролет l = B = 7м (см. рис. 1, б);

==169,1 кн*м

==96,6 кн

Вариант III:

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

 кн*м

кн

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:

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], R_y - расчетное сопротивление стали, принимается табл. 51^* [3].

Вариант I:

см

см

По сортаменту горячекатаных двутавровых балок (см. приложение, табл. 1) с учетом

W_x^тр =437см³ и I _x^тр =9539 см⁴ для балки настила по варианту I принимается I 33: h = 330мм;

b_f = 140 мм; t_f = 11,2 мм; t_w = 7 мм; I_x = 9840 см⁴; W_x =597 см³; m₂ = 42,2 кг/м.

Вариант II:

см

см

Для балки настила по варианту II принимается I 36: h = 360 мм; b_f = 145мм; t_f = 12,3 мм; t_w = 7,5 мм; I_x = 13380 см⁴; W_x = 743 см³; m₂ = 48,6 кг/м.

Вариант III:

см

см

Для балки настила по варианту III принимается I 16: h = 160 мм; b_f = 81 мм; t_f = 7,8 мм; t_w = 5 мм; I_x = 873 см⁴; W_x = 109 см³; m₂ = 15.9 кг/м.

Погонная равномерно распределенная нагрузка на вспомогательную балку:

Нормативная

н/см=53,3 кн/м

расчетная

н/см=63,6 кн/м

Изгибающий момент в середине пролета

кн*м

Поперечная сила на опоре

кн

Требуемый момент сопротивления сечения

см

Требуемый момент инерции сечения

см

Принимается I 50: h= 500; b_f = 170; t_f = 15,2; t_w = 10мм; I_x= 39727 ;W_x = 1589 см; m=78,5кг/м

Таблица 2. Технико-экономические показатели

Вариант	Расход стали, кг	Число балок на ячейку18х7
	на 1 м2	на ячейку 18 х 7	Типоразмеров	Монтажных единиц
I	105	13230	1	19
II	115,8	14591	1	15
III	105	13230	2	13

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

2. Расчет и конструирование главной балки

Расчетная схема.. Расчетные нагрузки и усилия

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

нормативная нагрузка, Н/см:

q_n = 1,02 (mg + _n)B = 1,02(1059,81 + 1710³)7 =128,7кН/м

расчетная нагрузка, кН/м:

q = 1,02 (m g _f + _{n f}) B = 1,02(1059,811,05 + 1710³1,2)7 =153,4 кн/м

Максимальные значения расчетных усилий (рис. 2):

Изгибающий момент в середине пролета:

Поперечная сила на опоре:

Рис. 2. Усилия в главной балке

Определение высоты главной балки

Вычисляется требуемый момент сопротивления поперечного сечения в предположении работы материала в упругой стадии. Расчетное сопротивление стали С245 R_y = 240 МПа; коэффициент условия работы конструкции _с = 1 (см. табл. 6^* [3]);

.см

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

см

Минимальная высота (по жесткости) балки:

При этажном сопряжении балок настила: (рис. 3, а)

h_max = h_стр - h _б.н. -t_н - f= 200-33-8-4,5=154,5см

При сопряжении балок в одном уровне: (рис. 3, б)

h_max = h_стр - t_н - f = 200-8-4,5=187,5см;

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

Принимается h = 184 см, что, меньше h_max = 187,5 см и больше

Рис. 3. Схема сопряжения балок:

Определяется толщина стенки t_w из условий:

а) прочности на срез от Q_max = 1380,6 кН, при h_w = h - 2t_f = 186 - 22,0 = 180 см, принимается h_w = 180 см - равной ширине листа в соответствие с сортаментом прокатной стали по ГОСТ 19903-74^* (приложение, табл. 4); R_s = 0,58 R_y = 0,58 240 = 139,2 МПа; R_y = 240 МПа,

см

б) местной устойчивости стенки без укрепления продольными ребрами жесткости:

см

Принимается t_w = 12 мм, что примерно соответствует заданной гибкости стенки _w = 155

(h_w / t_w = 180 /1,2 = 150).

Вычисляется:

требуемый момент инерции сечения балки из условия прочности

= см

где h = h_w + 2t_f = 180 + 22,0 = 184 см;

требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости

=1897700 см

Так как

>,

то

подбор сечения поясов ведется по моменту инерции =2381535 см

Подбор сечения поясов

Момент инерции стенки балки

= см

Требуемый момент инерции, приходящийся на поясные листы, равен

=-=2381535-583200=1798335 см

Расстояние между центрами тяжестей поясных листов

h₀ = h - t_f = 184 - 2 = 182 см.

Требуемая площадь сечения одного пояса балки

см

Поясные листы балки принимаются из листа универсальной широкополосной стали по ГОСТ 82-70^* (см. приложение, табл. 3) 560 20 мм, площадь сечения пояса - A_f = 562,0 = 112 см².

Проверяются принятые размеры поясных листов:

t_f = 20 мм < 3t_w = 312 = 36 мм;

b_f = 560 мм > b_f.min = 200 мм.

см < см

Таким образом, местная устойчивость сжатого пояса обеспечена.

Фактические геометрические характеристики подобранного сечения

Рис. 4. Сечение главной балки

1. Высота сечения балки

h = h_w + 2t_f = 180 + 22,0 = 184 см.

2. Площадь сечения

A = h_wt_w + 2b_f t_f = 1801,2 + 2562,0 = 440 см².

3. Момент инерции сечения

см

4. Момент сопротивления сечения

см

5. Статический момент полусечения относительно нейтральной оси

см

6. Отношение площади сечения поясного листа к площади сечения стенки

Проверяется прочность принятого сечения на действие максимального изгибающего момента

Недонапряжение в сечении

Проверяем прогиб балки:

Изменение сечения балки по длине

Изменяем сечение, исходя из конструктивных соображений:

Рис.5. Изменение сечения балки по длине

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…1/7 пролета от поры (рис.5):

Изменять сечение балки по конструктивным соображениям будем на расстоянии 1/6,5 L от опоры, т.е. на расстоянии 2,7м



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=204МПа.

Требуемый момент сопротивления:

Для определения требуемой площади поперечного сечения поясов производятся следующие вычисления:

Требуемая площадь поперечного сечения поясов в измененном сечении:

Ширина поясного листа:

Принимается поясной лист 280х20мм из широкополосной универсальной стали по ГОСТ 82-70*.

Геометрические характеристики измененного сечения балки:

Статический момент пояса относительно нейтральной оси:

Проверяем прочность измененного сечения балки по касательным напряжениям на опоре:

,

где R_y = 240МПа - расчетное сопротивление стали С245

Проверяем прочность измененного сечения балки по приведенным напряжениям на грани стенки по При этом:

нормальные напряжения в точке А: (рис.6)



Рис.6. Измененное сечение балки

касательные напряжения в точке А:

Так как одна из балок настила попадает на место измененного сечения, то определяются местные напряжения под балкой настила:

где F = Q_max1 = 73,9 кН - расчетное значение силы (см. п. 1.2.);

l_l.f = b_f + 2t_f = 14+ 22 = 18 см - условная длина распределения нагрузки.

b_f = 14 см - ширина пояса. I 33

Приведенные напряжения:



Таким образом, прочность принятого уменьшенного сечения главной балки обеспечена.

2.5 Расчет поясных швов

Поясные швы выполняем автоматической сваркой в положении "в лодочку" сварочной проволокой Св-08ГА под слоем флюса АН-60. Катет шва k_f = 6 мм - минимально допустимая толщина сварного шва по табл. 38^*. Для этих условий и стали С245 по табл. 56: R_wf = 200 МПа; R_wz =0,45R_un = =0,45370 =166,5МПа; _f = 1,1; _z = 1,15 (R_un = 370 МПа, табл.51^* - для наиболее толстого из свариваемых листов).

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

Расчетные усилия на единицу длины шва:

Проверяем прочность шва:

по металлу шва

по металлу границы сплавления

Таким образом, минимально допустимая толщина шва достаточна по прочности.

2.6 Проверка обеспеченности общей устойчивости балки

Нагрузка на главную балку передается через балки настила, закрепляющие главную балку в горизонтальном направлении и установленные с шагом а = 1 м.

Определяем предельное отношение расчетной длины участка балки между точками закрепления l_ef к ширине сжатого пояса b_f при котором не требуется расчет на устойчивость балки

Предельное отношение l_ef / b_ef =17,15 < a / b_f = 100/56=1,78, следовательно, устойчивости балки проверять не требуется.

2.7 Проверка местной устойчивости элементов балки

Проверка устойчивости сжатого пояса

Проверку устойчивости сжатого пояса производим в месте нормальных максимальных напряжений, т.е. в середине пролета.



где b_ef =( b_f - t_f)/ 2 - свес полки;

b_f,, t_w - ширина и толщина поясного листа;

t_w - толщина стенки.

Устойчивость сжатого пояса при работе в пределах упругих деформаций. обеспечивается выполнением условий (п. 7.24)

где b_l.f = (b_f - t_w)/2 =(56-1,2)/2 = 27,4 см - ширина свеса сжатого пояса.

Проверка устойчивости стенки.

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

Максимальное расстояние между ребрами:

м

Т.о. ставим ребра жесткости через 3м

Для укрепления стенки балки принимаем парные ребра жесткости с шириной b_h = 100мм и толщиной t_s = 8 мм:



Рис.7. Схема расположения поперечных ребер жесткости

Проверка устойчивости отсеков стенки балки ведем по блок-схеме 1 прилож.2

Отсек № 1

Исходные данные для проверки устойчивости:

высота и толщина стенки - h_w = 1800 мм, t_w =12 мм;

ширина и толщина поясного листа - b_f = 560 мм, t_f = 20 мм;

расчетные сопротивления материала стенки - R_y = 240МПа; R_s = 139,2 МПа;

усилия в расчетном сечении - M₁ = 6040,1 кНм, Q₁ = 276,1 кН;

момент сопротивления в расчетном сечении - W_x = 26502 см³;

местная сосредоточенная сила, приложенная к верхнему поясу, равная опорной реакции балки настила - F = Q = 73,9 кН и условная длина распределения этой силы l_ef = 18 см.

Условная гибкость стенки:

 a = 3 м > h_w = 1,8м

Обозначим меньшую сторону отсека через d (d = h_w = 1,8м).

4. Отношение большей стороны отсека к меньшей:

= a / h_w = 300 / 180 = 1,66

5. условная гибкость стенки по формуле:

6. Определяем коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках:

7. Местная сосредоточенная сила: F = 73,9 кН > 0.

8. Местные напряжения в стенке под балкой настила:

_loc = F / (t_wl_ef) = 73,9/ [1,218(100)] = 34,2МПа.

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

10. В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.

11. _loc = 34,2 МПа. 0.

12.

13. Отношение a / h_w = 1,66 > 0,8

14. По табл.24 при a / h_w = 1,66 и = 1,152 предельное отношение_loc = 0,468

15. _loc = 0,468 > _loc = 34,2 /223 =0,153

16. а=0,5*а=1,5м;

17.

8. По табл. 23 [3] коэффициент С₁ = 14,8

19. Локальные критические напряжения:

20. По табл. 21 [3] коэффициент С_cr = 31,5

21. Нормальные критические напряжения:

22. Касательные критические напряжения:

23. Так как _loc 0 проверяем условие:

Устойчивость стенки в отсеке №1обеспечена.

Отсек № 2.

Исходные данные для проверки устойчивости:

высота и толщина стенки - h_w = 1800 мм, t_w =12 мм;

ширина и толщина поясного листа - b_f = 560 мм, t_f = 20 мм;

расчетные сопротивления материала стенки - R_y = 240МПа; R_s = 139,2 МПа;

усилия в расчетном сечении - M₁ = 4659,5 кНм, Q₁ = 690,3 кН;

момент сопротивления в расчетном сечении - W_x = 26502 см³;

местная сосредоточенная сила, приложенная к верхнему поясу, равная опорной реакции балки настила - F = Q = 73,9 кН и условная длина распределения этой силы l_ef = 18 см.

1. Условная гибкость стенки:

2. a = 3 м > h_w = 1,8м

3. Обозначим меньшую сторону отсека через d (d = h_w = 1,8м).

4. Отношение большей стороны отсека к меньшей:

= a / h_w = 300 / 180 = 1,66

5. условная гибкость стенки по формуле:



6. Определяем коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках:

7. Местная сосредоточенная сила: F = 73,9 кН > 0.

8. Местные напряжения в стенке под балкой настила:

_loc = F / (t_wl_ef) = 73,9/ [1,218(100)] = 34,2МПа.

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

10. В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.

11. _loc = 34,2 МПа. 0.

12.

13. Отношение a / h_w = 1,66 > 0,8

14. По табл.24 при a / h_w = 1,66 и = 1,152 предельное отношение_loc = 0,468

15. _loc = 0,468 > _loc = 34,2 /172 =0,198

16. а=0,5*а=1,5м;

17.

18. По табл. 23 [3] коэффициент С₁ = 14,8

19. Локальные критические напряжения:

20. По табл. 21 [3] коэффициент С_cr = 31,5

21. Нормальные критические напряжения:

22. Касательные критические напряжения:

23. Так как _loc 0 проверяем условие:

Устойчивость стенки в отсеке №2 обеспечена.

Отсек № 3.

Исходные данные для проверки устойчивости:

высота и толщина стенки - h_w = 1800 мм, t_w =12 мм;

ширина и толщина поясного листа - b_f = 280 мм, t_f = 20 мм;

расчетные сопротивления материала стенки - R_y = 240МПа; R_s = 139,2 МПа;

усилия в расчетном сечении - M₁ = 1898,3 кНм, Q₁ = 1150,5 кН;

момент сопротивления в расчетном сечении - W_x = 16420 см³;

местная сосредоточенная сила, приложенная к верхнему поясу, равная опорной реакции балки настила - F = Q = 73,9 кН и условная длина распределения этой силы l_ef = 18 см.

1. Условная гибкость стенки:

2. a = 3 м > h_w = 1,8м

3. Обозначим меньшую сторону отсека через d (d = h_w = 1,8м).

4. Отношение большей стороны отсека к меньшей:

= a / h_w = 300 / 180 = 1,66

5. условная гибкость стенки по формуле:

6. Определяем коэффициент , учитывающий степень упругого защемления стенки в полках:

7. Местная сосредоточенная сила: F = 73,9 кН > 0.

8. Местные напряжения в стенке под балкой настила:

_loc = F / (t_wl_ef) = 73,9/ [1,218(100)] = 34,2МПа.

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

10. В балке приняты двусторонние поясные сварные швы.

11. _loc = 34,2 МПа. 0.

12.

13. Отношение a / h_w = 1,66 > 0,8

14. По табл.24 при a / h_w = 1,66 и = 0,576 предельное отношение_loc = 0,468

15. _loc = 0,468 > _loc = 34,2 /113 =0,3

16. а=0,5*а=1,5м;

17.

18. По табл. 23 [3] коэффициент С₁ = 14,8

19. Локальные критические напряжения:

20. По табл. 21 [3] коэффициент С_cr = 31,5

21. Нормальные критические напряжения:

22. Касательные критические напряжения:

23. Так как _loc 0 проверяем условие:

Устойчивость стенки в отсеке №3 обеспечена.

2.8 Конструирование и расчет опорной части балки

Главная балка опирается на колонну сверху и через опорное ребро, приваренное к торцу балки, передает на нее опорную реакцию V = 1380,6 кН

Принимаем конструкцию опорной части по варианту (рис. 8).

Рис.8. К расчету опорного ребра

Опорное ребро работает на смятие от максимальной поперечной силы

Ширину опорного ребра принимаем равной b_p = 280 мм

Определяем толщину ребра из условия прочности на смятие торцевой поверхности

Принимаем ребро из листа 280х 16.

Ребро следует проверить на устойчивость относительно оси z.

Так как балка пространственная конструкция, то а работу опорного ребра включается часть стенки:

Устойчивость ребра и части стенки проверяем по нормальным напряжениям:

,

Где , площадь поперечного сечения ребра

,

-площадь поперечного сечения части стенки, включенной в работу ребра

Коэффициент продольного изгиба зависит от гибкости опорного ребра вместе с частью стенки:

По табл.72 в зависимости от значений _z = 28,3 и R_y = 240МПа определяем значение коэффициента продольного изгиба = 0,968

19,388 < 24. Условие выполняется.

Проверяем местную устойчивость опорного ребра (табл. 29^*):

местная устойчивость ребра обеспечена.

Выполняем расчет угловых швов сварного соединения опорного ребра со стенкой (сварка полуавтоматическая сварочной проволокой Св-08ГА, d = 1,4…2мм):

по металлу шва

по металлу границы сплавления

Минимальный катет шва по табл.38^* k_{f min} = 7 мм.

Минимальный катет флангового шва из условия l_w 0.85_fk_f:

Окончательно принимаем катет шва k_f = 7 мм.

2.9 Расчет и конструирование укрупнительного монтажного стыка балки на высокопрочных болтах

Укрупнительный стык размещается в середине пролета балки (х=9м).

,

Каждый пояс балки перекрываем тремя листовыми накладками - одной сверху и двумя снизу. Сечение верхней накладки принимаем 5614 мм, а нижних - 250 14 мм. Суммарная площадь сечения накладок:

А_н = (56 +225)1,4 =148,4 см² > A_f =56*2= 112 см².

Стенку балки перекрываем двумя листовыми накладками с толщиной равной толщине стенки, t_w = 12 мм.

Стык осуществляем высокопрочными болтами диаметром 24 мм из стали 40Х "селект", с временным сопротивлением материала болта разрыву R_bun = 1100МПа (табл.61); обработка поверхности газопламенная. Несущая способность одного высокопрочного болта, имеющего две плоскости трения

кн

где R_bh = 0,7R_bun = 0,7 1100 = 770МПа - расчетное сопротивление растяжению высокопрочных болтов;

_b = 1 - коэффициент условий работы соединения (п. 11.13^*при n > 10);

= 0,42 - коэффициент трения, принимаемый по таблице 36^* для газопламенной обработки соединяемых поверхностей;

k = 2 -количество поверхностей трения соединяемых элементов

_h = 1,12 - коэффициент надежности (способ регулирование натяжения болтов по моменту закручивания), принимаемый по таблице 36

A_bh =3,52 см² - площадь сечения болта нетто, определяемая по таблице 62^*.

Стык поясов.

Расчетное усилие на стык поясных листов:

N = R_y A_f = 240562 (100)=2688 кн

Требуемое количество высокопрочных болтов в соединении на полунакладке:



Принимаем 14 болтов. Размещаем их согласно рисунку 9.

Проверяем ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d = 27 мм (на 3 мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен тремя отверстиями по краю стыка:

A_n.нт = t_f(b_f - nd₀) = 2(56 - 32,7) = 95,8 см³ > 0,85b_ft_f = 0,85562 = 95,2 см²,

поэтому ослабление пояса отверстиями можно не учитывать.

Проверяем ослабление накладок в середине стыка четырьмя отверстиями А_н.н = А_н - 2nd_ot_н = 1,4(56+2*25)-2*4*2,7*1,4=118,2см² >0,85b_ft_f = 0,85562= 95,2см²

Стык стенки.

Изгибающий момент, действующий на стенку, определяем по формуле:

Поперечная сила Q = 0

Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов:

_max = h_w - (14… 18) = 180 - 14 = 166см.

Задаемся числом горизонтальных рядов болтов К = 12 , устанавливаем расстояние между болтами по вертикали:

см=150 мм (а=2,5*d=60 мм)

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

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

а_i² = 165² + 135² + 105² + 75² + 45² +15²=62325 см².

Равнодействующее усилие от момента и поперечной силы в наиболее напряженных крайних болтах стенки:

прочность стенки обеспечена.

Рис. 9. Монтажный стык на высокопрочных болтах.

2.10 Проектирование примыкания балок настила к главной балке

Проектирование примыкания балок настила к главной балке выполняется только при сопряжении балок в одном уровне.

Принимаются болты класса точности "В" М20, класса прочности 5.6. Диаметр отверстий d = 23мм. По табл. 58^* и 59^* [3] определяется расчетное сопротивление болтов срезу R_bs = 190 МПа, расчетное сопротивление смятию элементов, соединяемых болтами, R_bp = 465 МПа. Площадь болта A_b = 3,14 см² (табл. 62^*[3]). Несущая способность односрезного болта по срезу при _b = 0,8 принимается по табл. 35^*[3]:

N_bs = R_{bs b} n_s = 190 (100) 0,8 3,14 1 = 47728 Н = 47,73кН,

где n_s - число расчетных срезов одного болта.

Несущая способность по смятию более тонкого элемента (ребра) равна

N_dp = R_{bp b} d t = 465 (1000000) 0,8 0,02 0,008 = 59520Н = 59,52кН,

где t - наименьшая суммарная толщина элементов, сминаемых в одном направлении.

Так как N_bs = 47,73кН <N_bp = 59,52кН, необходимое количество болтов подбирается по срезу по усилию F = 73,9кН

n==1,55 т.е. Принимаются два болта и размещаются так, как показано на рис. 10



Рис. 10. Примыкание балки настила к главной балке

Проверяется прочность стенки на срез по площади сечения нетто:

III. Расчет и конструирование колонны

3.1 Подбор сечения стержня сплошной сварной колонны

Материал конструкции - сталь С245 с расчетным сопротивлением R_y = 240Мпа (табл.51^*), коэффициент условий работы _с = 1. Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне

Конструктивная длина стержня колонны на основе заданной отметки верха перекрытия Н = 13 м:

где h₃ = 70 см - заглубление колонн ниже нулевой отметки;

h = 184 см - высота сечения главной балки;

t_н = 0,8 см - толщина металлического настила.

Принимаем двутавровое составное (сварное) сечение стержня колонны из трех листов. Для двутаврового сечения i_x = 0,43h, а i_y = 0,24b (h - высота сечения, b - ширина сечения). Для обеспечения равноустойчивости стержня колонны, относительно главных осей симметрии (х - х и y - y), уменьшаем расчетную длину колонны относительно оси y - y, путем постановки вертикальных связей между колоннами по схеме, приведенной на рис.10. Расчетные длины стержня колонн:

относительно оси x -x

l_{f ,x}= l_k = 11183,2= 1183,2 см,

относительно оси y - y

l_{f ,y}= l_k/2 = 11183,2/2 = 591,6 см.

Задаемся гибкостью стержня колонны =70

Условная гибкость стержня:

По табл.72 находим соответствующее значение коэффициента продольного изгиба = 0,754

Геометрические характеристики поперечного сечения стержня колонны:

Необходимая площадь сечения

Радиусы инерции сечения

i_тр,х = l_ef,x/ = 1183,2/70 =16,9см;

i_тр,y = l_ef,y / = 591,6/70=8,45см;

Высота сечения:

h_тр = i_тр,х/₁ = 16,9/0,43 = 39,3см;

Ширина сечения:

b_тр = i_тр,y/0,24 = 8,45/0,24 = 35,2см.

Компонуем сечение:

Принимаем высоту стенки h_w = 400 мм, равной ширине листа широкополосной универсальной стали (по ГОСТ 82-70^*). Из условия местной устойчивости при отношение расчетной высоты стенки к толщине:

Толщина стенки t_w=h_w/67,23 = 70/67,23= 1,04, принимаем t_w = 1см.

Включаем в расчетную площадь сечения стержня колонны два крайних участка стенки шириной по:

Требуемая площадь полки:

A_тр,п = (A_тр - 2сt_w)/2 = (154,11 - 2191)/2 = 58 см².

Тогда толщина полки:

t_f = A_тр,п/b_f = 58/36 = 1,6см.

Из условия местной устойчивости свесов полок:

Толщина поясного листа из условия устойчивости

Принимаем поясные листы из широкополосной универсальной стали (по ГОСТ 82-70^*) сечением 36016мм. Тогда h = h_w + 2t_f = 400 + 216 = 432мм.

Геометрические характеристики сечения:

Площадь сечения:

A = 2b_ft_f + h_wt_w = 2*1,6*36 + 40*1=128см²;

Момент инерции сечения относительно оси x - x:

то же, относительно оси y - y:

радиусы инерции:

гибкости:

_х = l_ef,x/i_x =1183,2/20,76=56,99

_y = l_ef,y/i_y =591,6/9,86=60

Так как _у > _х , то проверяем устойчивость стержня колонны по подобранному сечению относительно оси у - у. Для _у = 60 коэффициент продольного изгиба = 0,805

Приведенная площадь сечения:

А_red = 2b_ft_f + 2ct_w = 2*1,6*36+2*19*1=153,2 см

Недонапряжение в сечении:

Так как, , то стенку колонны укреплять поперечными ребрами жесткости не надо.

Рис.11. Сечение сплошной колонны.

3.2 Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки

Материал конструкции - сталь С245 с расчетным сопротивлением R_y=240МПа (табл.51^*).

Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне:

N = 1,01 =2788,8 кН.

Принимаем шарнирное закрепление концов колонны, тогда в соответствии с принятым характером закрепления коэффициент приведения длины = 1. Конструктивная длина стержня колонны l_к = 921,2 см.

Расчетные длины стержня колонны:

L_x = l_y = l _к = 1921,2 = 1183,2 см.

Расчет относительно материальной оси.

Задаемся гибкостью относительно материальной оси _x = 70

По табл.72 для гибкости _х = 70 _х = 0,754.

Вычисляем требуемую площадь поперечного сечения стержня колонны:

По сортаменту двутавров (ГОСТ 8239-72*) подбираем два двутавра 45 : A = 284,7 = 169,4 см²; i_x = 18,1 см; i_y = 3,09 см; I_y =808 см⁴.

Проверяем устойчивость стержня колонны относительно материальной оси:



Таким образом, устойчивость стержня колонны относительно материальной оси обеспечена.

Расчет относительно свободной оси

Из условия равно устойчивости находим требуемую гибкость стержня колонны относительно свободной оси, задаваясь гибкостью ветви _1y = 30;

Требуемый радиус инерции сечения относительно свободной оси:

Требуемый момент инерции сечения:

Требуемую ширину сечения b находим из формулы:

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

Длина ветви: l_в = ₁i_1y = 303,09 = 92,7 см.

Принимаем расстояние между планками (в свету) 93 см и сечение планок 10х280мм (ширина планки b_p = (0,5…0,7)b = 0,7b = 0,7400 280), тогда I_пл = 1,028³/12 = 1829 см⁴. Расстояние между центрами планок:

l = l_в + b_p = 930 + 280 =1210 мм.

Геометрические характеристики сечения:

Момент инерции сечения:

Радиус инерции сечения:

Гибкость:

Отношение погонных жесткостей:

,

поэтому приведенную гибкость находим по формуле

- следовательно, проверку относительно свободной оси можно не делать.

Расчет планок

Расчет соединительных планок выполняем на условную поперечную силу Q_fic.

кн

где =0,780 - коэффициент продольного изгиба, принимаемый для стержня в плоскости соединяемых элементов.

Условная поперечная сила Q_fic распределяется поровну между планками, лежащими в плоскостях, перпендикулярно оси у - у.

Поперечная сила, приходящаяся на планку одной грани:

Q_s = 0,5Q_fic = 0,537,62 = 18,8 кН.

Изгибающий момент и поперечная сила в месте примыкания планки (рис.12):

Рис.12. К расчету ветвей сквозной колонны.

Соединительные планки привариваем к полкам двутавра угловым швом с катетом шва k = 0,8 мм.

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

По табл.56 (по ГОСТ 2246-70^*):

R_wf = 215 МПа, R_wz = 0,45370 = 166,5 МПа; по табл.34^* _f = 0,9; _z = 1,05; тогда _fR_wf = 0,9215 = 193,5МПа > _zR_wz = 1,05166,5 = 174,8МПа.

Необходима проверка по металлу границы сплавления.

Расчетная площадь шва:

A_w = k_fl_w = k_f(b_p - 2k_f) = 0,8(28 - 20,8) = 21,12 см.

Момент сопротивления шва:



Напряжения в шве от момента:

Напряжения в шве от поперечной силы:

Проверяем прочность шва по равнодействующему напряжению:

3.3 Конструирование и расчет оголовка колонны

Принимаем плиту оголовка толщиной t_пл = 25мм. Давление главных балок передается через ребро, приваренное к стенке колонны четырьмя угловыми швами (шов А, рис.13). Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С, d = 1,4…2мм. R_wf = 215 МПа, R_wz = 0,45R_un = 166,5Мпа.

Определяем необходимую длину участка смятия ребра:

b_см = b_p + 2t_пл = 28 + 22,5 = 33 см.

Толщину опорного ребра находим из условия смятия:

Принимаем t_p = 25мм.

Длину опорного ребра l_p (высоту оголовка) находим из условия размещения сварных швов, обеспечивающих передачу усилия N = 2788,8 кН с ребра на стенки ветвей колонны. . Примем катет шва k_f = 8 мм < 1,2t_min = 1,29 = 10,8 мм (t_min = t_w - толщина стенки двутавра).

По табл.34^* _f = 0,9, _z = 1.05. Так как _fR_wf=0,9215= 193,5 МПа > _zR_wz = 1,05166,5 = 174,8 МПа.

Принимаем l_p = 50 см.

Проверяем стенку двутавра на срез вдоль ребра:

Необходимо местное усиление стенки оголовка путем замены участка стенки двутавра в пределах высоты оголовка более толстой вставкой. Принимаем ее толщину 12 мм, а длину

l_вст = l_p +120мм=500 + 120=620мм.

Торец колонны фрезеруются после ее сварки, поверхности плиты строгается, поэтому швы крепления ребра и плиты можно не рассчитывать. По табл.38^* принимаем конструктивно минимально допустимый катет шва k_f = 8 мм. Конец ребра укрепляем поперечным ребром, сечения которого принимаем 120 х 10 мм.

Рис.14. К расчету оголовка колонны.

3.4 Конструирование и расчет базы колонны

Рис.15. К расчету базы колонны.

Определение размеров опорной плиты

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



где

- коэффициент, зависит от отношения площадей фундамента и плиты. = 1,2;

R_b - прочность бетона осевому сжатию. Для бетона класса В12,5 R_b =7,5 МПа.

Назначаем минимально возможную длину плиты базы колонны:

L_pl = b + 2*80мм = 400+160= 560 мм.

Тогда ширина плиты

Из конструктивных соображений принимаем плиту с размерами в плане 56х58 мм.

Уточняем значения коэффициента

Здесь= ( + + (см²

= =см²,

мм - расстояние от края опорной плиты базы колонны на изгиб, которую рассматриваем как пластину, опертую на торец стержня колонны и траверсы, устанавливаем значения максимальных изгибающих моментов на отдельных расчетных участках:

Вычисляется значение q на плиту снизу

участок 1 (плита, опертая по четырем сторонам):

По табл. 5 (прилож.) определяем коэффициент = 0,055.

Максимальный момент в плите участка 1 в направлении короткой стороны а, будет равен:

Требуемая толщина плиты:

- максимальной толщины стали С 245.

Устанавливаем дополнительное ребро и применим дл плиты сталь С345. При толщине проката 20…40 мм R=300МПа

Уточняем толщин плиты на участке-1.



участок 2 (плита, опертая по трем сторонам):

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

,

где а - закрепленная сторона отсека;

- коэффициент по табл.6 (прилож.)

Однако участок 2 рассматриваем как консольный, так как отношение закрепленной стороны участка к свободной

Требуемая толщина плиты

участок 3 (консольная плита):

Назначаем толщину листа траверсы t_tr = 12 мм и определяем вылет консольной части плиты с,

Требуемая толщина плиты

Принимаем толщину плиты 32мм ( 2мм принимаем на фрезеровку )

Расчет траверсы

Прикрепление траверсы к колонне выполняем полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С, d = 1,4…2мм. k_f = 8 мм. Соответствующие характеристики: R_wf = 215МПа, R_wz =166,5МПа; _f = 0,9; _z = 1,05. Расчет выполняем по металлу границы сплавления , так как _fR_wf =0,9215=193 МПа > _zR_wz=174,8МПа.

1) Расчет ребра:

Площадь, с которой нагрузка передается на ребро:

,

Нагрузка на ребро:

Необходимая длина сварного шва крепления ребра к ветвям колонны:

Принимается высота ребра hр=200мм=0,2м

2) Расчет траверсы

Необходимая длина сварного шва крепления траверсы к ветвям колонны:



Принимаем высоту траверсы h_tr = l_w = 370 мм. Крепления траверсы к плите принимаем конструктивно k_f = 8 мм по табл.38^*, так как принят фрезерованный торец колонны.

Проверяем траверсу на изгиб и срез.

Нагрузка на 1см длины одного листа траверсы :qr = 8,6*1000*0,2=1780кН/см.

Изгибающий момент в месте приварки ребра к ветви колонны:

Поперечная сила:

Q_r = q_tr a = 1780*0,09=160,2кН.

Момент сопротивления листа ребра:

проверяется прочность ребра:

Литература

балочный клетка колонна

1. Металлические конструкции. Элементы стальных конструкций. Том 1. / Под ред. В.В. Горева. - М.: "Высшая школа", 1997. - 520 с.

2. СНиП II-23-81^*. Стальные конструкции // Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990. - 96 с.

3. Стальные конструкции перекрытия технологической площадки.

4. Методические указания к курсовой работе под редакцией Н.Б.Козьмена - Челябинск,1983.

5. Дедух А.Д. Альбом чертежей металлических конструкций. Часть 1 и 2. - Челябинск, 1995.

6. Ворожбянов В.Н. Стальные конструкции балочной площадки. Учебное пособие для дневного, вечернего и заочного образования. Череповец, 1999г. - 48с.

7. Металлические конструкции. Общий курс: Учеб. Для вузов/Под ред. Е.И Беленя.-6-е изд.- м.:Стройиздат.1985.-560 с.

Размещено на Allbest.ru

...