Металлические конструкции

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Исходные данные

1.Шаг колонн в продольном направленииL₁ = 12м.

L₂ = 13м.

2.Шаг колонн в поперечном направленииl₁ = 8м.

l₂ = 6м.

3. Отметка настила площадкиd_н = 7.5м.

4. Минимальная отметка низа балокd_{б, min} = 5.8м.

5. Нагрузка полезная нормативная g_{н, пол} = 2,2т/м²_.

6. Материал балок и колонн сталь малоуглеродистая.

7. Состав настила монолитная железобетонная плита толщиной 10 см и цементная стяжка толщиной 2,5 см.

8. Материал фундаментов бетон В12,5 (М150).

9. Климатический район II_5.

10. Атмосферные и особые нагрузки по п.1,9[2] отсутствуют

11. Коэффициент надежности по назначению г_н =1,00



2. Разработка схемы балочной клетки

Принимаем шаг балок настила a = 2 м.



3. Сбор нагрузок на 1м² настила

Нагрузка на 1м²

Нагрузка	Толщина t, м	Объемный вес г,т/м3	Коэффициент Надежности по назначению гп	Нормативная нагрузка gн, т/м2	Коэффициент надежности по нагрузке гf
Собственный вес цементной стяжки	0,025	2,20	1,00	t ·г·гн = 0,025 ·2,20·1,0= 0,055	1,3
Собственный вес железобетонной плиты	0,10	2,40	1,00	t ·г·гн = 0,10 ·2,40·1,0= 0,240	1,1
Временная полезная	-	-	1,00	= 2,2 · 1,00= 2,20	1,2
ИТОГО	-	-	-	gн = 2,49	-

Примечание: 1. Коэффициент надежности по нагрузке г_f (коэффициенты перегрузки) принимаются по таб.1 [2].



4. Расчет балки настила Б1

4.1 Расчетная схема

4.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на 1погонный метр балки:

а) нормативная = 2,49 · 2,0 + 0,1 = 5,08 т/м,

где, а- шаг балки настила, - нагрузка от собственного веса 1 погонного метра балки, принятая ориентировочно = 0,1.

б) расчетная = 2,97 · 2,0 + 0,1·1,05 = 6,04 т/м

где, - коэффициент надежности по нагрузке таб.1 [2]

4.3 Статический расчет

Максимальный расчетный изгибающий момент (в середине пролета).

= 48,32 т·м.

Максимальный нормативный изгибающий момент.

т·м.



Максимальная расчетная поперечная сила (на опоре).

= 24,16 т.

4.4 Выбор материала

По таблице 50 [1] для балок перекрытий, работающих при статических нагрузках при отсуцтвии сварных соединений (группа3) в условиях климатического района II₅ выбираем сталь С245 (ГОСТ 27772-88). Ориентировочно принимаем, что толщина полки прокатной балки (двутавра) t_f = 11ч20 мм.

По таблице 51 [1] для стали С245) t_f = 2ч20 мм, расчетное сопротивление по пределу текучести R_y = 2450 кгс/см².

4.5 Подбор сечения

В соответствии с формулой 39 [1] требуемый момент сопротивления определяется:

= 1801 см³

Где, г_с - коэффициент условия работы по таб. 6[1],

С₁ -коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций и определяемый по пункту 5.18 [1].

В данном случае в месте действия M_max и в непосредственной близости от него ф <0,5 R_s, тогда в соответствии с формулой 42 [1]

С₁ = С, где С определяется по табл. 66 [1] в зависимости от отношения площадей сечения полки (пояса) и стенки . Принимаем ориентировочно = 0,75 (интерполируя), тогда с₁=с= 1,095. Наиболее рационально применять тонкостенные высокие «нормальные» двутавры с параллельными гранями полок по ТУ-14-2-24-72 с буквой Б в обозначении (балочные). Во всех случаях критерием для выбора служит минимальная площадь поперечного сечения при выполнении условия Wx.

Принимаем I - вр 50Б3 (нормальный) с параллельными гранями полок по ТУ-14-2-24-72 с моментом сопротивления.

W_x =1900 см³ = 1801 см³_.

4.6 Геометрические характеристики сечения

h = 503,2 мм,

в = 200,6 мм,

t_w = 9 мм,

t_f = 16 мм,

r = 20 мм,

А = 110 см²_,

Масса 1 м длинны = 86,4 кг,

l_x = 47790 см⁴_,

W_x = 1900 см³ > = 1801 см³_.

Высота стенки h_w = h - 2 · t_f = 503,2 - 2 ·16 = 471,2 мм,

Расчетная высота стенки h_ef = h_w - 2 · r = 471,2 - 2 · 20 = 431,2 мм = 43,12 см.

Условие гибкости стенки

Где

A_f = t_f · в = 1, 6 · 20 = 32 см²

A_w = h_w · t_w = 47, 12 · 0, 9 = 42,41 см²

4.7 Проверка принятого сечения

а) По прочности (1 группа предельных состояний) - по п.5.18 [1]

В пролете: условное нормальное напряжение при упругой работе балки с

W_ey = c₁ · W_x

< R_y ·г_c = 2450 кг/см²

Недонапряжение · 100% = 0,5 %

С₁ = с определим с помощью линейной интарполяции по таб. 66 [1]

С₁ = 1,0943

Недонапряжения составляют 0,6 % меньше величины (с₁-1) · 100%

(1,0943 - 1) · 100% = 9,43 %, следовательно, балка будет работать в упругопластической стадии, и фактическая величина относительной высоты упругого ядра ?_ф <1 = 0,747 <1

Где фактический коэффициент учета упругопластической деформации

= 1, 0943 · 2324/2450 = 1, 04

На опоре при этажном сопряжении

= 569,7 кг/см² < R_s · г_c = 1420 кг/см²

При сопряжении в одном уровне

= 712,1 кг/см² < R_s · г_c = 1420 кг/см²

Здесь г_c = 1,0 (табл. 6 [1])

R_s = 0, 58 · R_y = 0, 58 · 2450 = 1420 кг/см²

Где, 0,8 - коэффициент, учитывающий ослабление болтами при сопряжении балки настила и главной балки в одном уровне.

б) Т.к _, местную устойчивость стенки можно не проверять.

в) Общая устойчивость (1 группа предельных состояний) обеспечена настилом (при наличии соответствующих конструктивных элементов, связывающих настил с балкой).

г) По деформативности при нормальных условиях эксплуатации ( 2 группа предельных состояний)

Где определяется по таблице 19 [1].



5. Расчет главной балки Б2

5.1 Расчетная схема

Расчетная схема представлена на рисунке 4, а). Учитывая малую величину распределенной нагрузки от собственного веса балки, принимаем упрощенную расчетную схему, рисунок 4, б).

5.2 Сбор нагрузок

P₁=

P₂=

P₃=

Где, коэффициент 1,02 учитывает вес главной балки.



5.3 Статический расчет

Проверим величину Mmax. Считаем нагрузку распределенной, тогда погонная нагрузка на балку.

1,04 - коэффициент, учитывающий собственный вес главной балки и балок настила.

= = 456,7 тм

Что близко к более точному значению и свидетельствует об отсутствии грубых ошибок при его вычислении.

Расчет максимальной поперечной силы.

Q_max = R_A - P₁ = 137,83 - 15,9= 121,93 т.

5.4 Выбор материала

По таблице 50 [1] для сварных балок перекрытий, работающих при статических нагрузках (группа 2) в условиях климатического района II₅ выбираем сталь С245 по ГОСТ 27772-88.

Ориентировочно принимаем, что толщина полки t_f = от 20ч40 мм

По таблице 51 [1] для стали С255 при t_f = от 20ч30 мм расчетное сопротивление по пределу текучести R_y = 2350 кгс/см².

5.5 Подбор основного сечения

Расчет производим без учета пластических деформаций.

а) требуемый момент сопротивления

= 18611 см³

б) Задаемся гибкостью стенки

= = 130 · 0,03415 = 4,35

в) оптимальная высота балки (при которой сечения будет минимальным)

= = 154 см.

Для балки переменного сечения оптимальная высота (при которой объем балки будет минимальным)

? = 0,95 · 154 = 146 см.



Минимальная высота балки (при которой балка отвечает требованиям жесткости при полном использовании прочностных свойств материала)

103 см.

Где, = - по табл. 40 [1]

= = 0,841

Максимальная высота (при которой отметка низа балки )

при этажном сопряжении главных балок и балок настила.

= 170 - (2,5 + 10 + 50,32) = 107,2 см.

Где максимальная строительная высота перекрытия

= 7,4 - 5,8 = 1,7 м

в данном случаи этажное сопряжение балок не подходит поскольку неравенство не выполняется. Принимаем сопряжение главных балок и балок настила в одном уровне. При сопряжении в одном уровне. балочный опорный приварка шов

Принимаем h_б = h_опт = 146 см.

при этом h_min < h_б < = 103 < 146 < 157,5

Высота стенки h_w ? 0,98 · h_б = 0,98 · 146 = 143 см.

Принимаем h_w = 140 см. - кратно модулю 5 см.

г) Толщина стенки с учетом принятой гибкости

= = 1, 1 см

По условиям коррозионной стойкости t_w = 1,1 ? 0,6 см

По условию прочности в опорном сечении при работе на сдвиг

t_w ? = 0,96 см

где, R_s = 0,58 · R_y = 0,58 · 2350 = 1363 кг/см²

В нашем случаи выполняется следующие неравенство h_w =1400 > 1050 мм поэтому принимаем стенку из толстолистовой стали (ГОСТ 199-74*).

Окончательно принимаем стенку из толстолистовой стали толщиной t_w = 11мм.

Сечение стенки будет: A_w = h_w · t_w = 140 · 11 =1540 мм²

д) Требуемая площадь пояса

= = 132, 93 - 25,6 = 107,33 см²_.

Проверим найденное значение

= 0,5 · (362,5 - 1,1 · 140) = 104,25 см² ? = =107,33 см²_.

Здесь .

Сечение пояса принимаем по ГОСТ 82-70* t_f = 25 мм.

см.

Принимаем b_f = 450 мм.

Проверим выполнения условий

1) см.

2) При изменении сечения по ширине

При изменении сечения по толщине

b_f ? 180 мм;

b_f =450 мм. ? 180 мм.

3) По условию местной устойчивости при изменении сечения по ширине

4)

см.

см.

5) t_f ? 3 · t_w

2,5 см ? 3 · 1,1 = 3,3 см.

6) t_f = 2,5 соответствует диапазону от 2,0 ч 4,0 см.

Окончательные размеры основного сечения.

е) Геометрические характеристики основного сечения.

h_б = h_w + 2 · t_f = 140 + 2 · 2,5 = 145 см.

А_f = 112,5 см²_. ; А_w = 154 см²_.

А = 2 · А_f + А_w = 2 · 112,5 + 154 = 379 см².

.

= = 127,3 · 0,03345 = 4,25

Момент инерции стенки.

= см⁴.

Момент инерции поясов.

2·I_f = 2 · A_f · z² = 2 · 112,5 · 71,25² = 1142 · 10³ см⁴.

Где , z = 0,5 · h_w + 0,5 · t_f = 0,5 · ( 140 + 2,5) = 71,25 см.

Момент инерции основного сечения.

I_x = I_w + 2 · I_f = 251 · 10³ + 1142· 10³ = 1393 · 10³ см⁴.

Момент сопротивления основного сечения.

= = 19214 см³ > 18611 см³.

5.5 Назначение размеров измененного сечения. Таблица геометрических характеристик

5.6

Ширина измененного сечения.

(0,5 ч 0,6) · 450 = 225 ч 270 мм.

Принимаем = 250 мм

Окончательные размеры измененного сечения:

Геометрические характеристики измененного сечения.

h_б = h_w + 2 · t_f = 140+ 2 · 2,5 = 145 см.

см² ; А_w = 154 см²_.

2 · 62,5 + 154 = 279 см².

Статический момент пояса.

= 62,5 · 71,25 = 4453 см³.

Статический момент половины сечения пояса.

=

4453 + 0,5 · 0,25 · 1,1 ·140² = 7148 см³_.

см⁴

2· = 2 · · z² = 2 · 62,5 · 71,25² = 634 · 10³ см⁴.

Момент инерции измененного сечения.

см⁴

Момент сопротивления измененного сечения.

= = 12207 см³_.

Сечение
Основное
Изменен-ное

5.7 Определение места изменения сечения

Предельный изгибающий момент для измененного сечения в месте стыкового шва пояса.

= 2350 · 16275 = 382 · 10⁵ кгсм = 382 тм,

Где, R_wy - расчетное сопротивление сварного стыкового шва сжатию, растяжению, изгибу по пределу текучести. Используем полуавтоматическую сварку и физические методы контроля качества шва, тогда R_wy = R_y = 2450 кг/см² (табл. 3 [1]).

По эпюре изгибающих моментов (рис. 4) определяем, что сечение с изгибающим моментом равным 382 тм, находится во II и VI отсеках. (За отсек принимается участок балки между сосредоточенными силами.) Найдем положение этих сечений относительно опор А и В (X_лев и X_пр).

Уравнение изгибающего момента для II отсека.

м

Аналогично находится величина X_пр. В данном случае, при симметричной нагрузке на балку X_лев = X_пр = 2,81 м. Убедимся, что эти сечения отстоят от ближайших ребер (границ отсеков) не меньше чем на 10·t_w.

2,81 - 2 = 0,81м = 81 см ? 10 · 1,2 = 12 см



5.8 Проверки принятых сечений

5.8.1 По I - ой группе предельных состояний

а) Проверка прочности основного сечения по нормальным напряжениям в месте действия максимального момента (Рис. 7 а).

= 2284 кг/см² < R_y = 2350 кг/см².

б) Проверка прочности измененного сечения по касательным напряжениям на опоре (Рис. 5 б).

= 1210 кг/см² < R_s = 1363 кг/см².

в) Проверка прочности измененного сечения по приведенным напряжениям в месте изменения сечения (Рис. 5 в) согласно п, 5.14 [1].

Здесь ? и ф определяются соответственно по M и Q в месте изменения сечения; коэффициент 1,15 учитывает развитие пластических деформаций.

2273 кг/см².

= 538 кг/см².

= 2456,6 кг/см² <1,15 · 2350 = 2702,5 кг/см².

г) Проверка общей устойчивости балки.

Проверяем условие /37/ пункта 5.16 [1] для участка главной балки между балками настила.

где, l_ef = a = 200; b = = 30; t = t_f = 2,5; h = 2 · z = 2 · 78,75

R_y - расчетное сопротивление для материала пояса 2350 кг/см².

5.8.2. Проверка по 2-й группе предельных состояний по деформативности при нормальных условиях эксплуатации.

< =

Здесь 0,9 -коэффициент, учитывающий уменьшение жесткости балки вследствие перемены сечения.



5.9 Проверка местной устойчивости

5.9.1 Проверка местной устойчивости пояса

По пункту 7.24 [1] местная устойчивость обеспечена, если

где, - величина свеса (Рис.6)

; 10,96 < 14,94

Устойчивость пояса обеспечена

5.9.2 Проверка местной устойчивости стенки

а) Расстановка ребер жесткости согласно п. 7.10 [1].

Предусматриваем парные поперечные (вертикальные) ребра в местах оперения балок настила и на опорах. (см. Рис.8)

При этом расстояние между ними «а» не должно превышать 2 · h_ef при и 2,5 · h_ef при _. В нашем случаи при расстояние а =200 см < 2 · h_ef = 2· 155 = 310 см.

б) Определение размеров промежуточных ребер в соответствии с п.7.10[1].

Требуемая ширина = 91,7 мм.

Принимаем (кратно 5 мм).

Требуемая толщина ребра

мм

Тогда b_h · t_s = 95 · 7 мм

При сопряжении в одном уровне минимальные размеры ребра:

b_h = 110 мм, t_s = 10 мм,

Принимаем b_h · t_s = 110 · 10 мм.

в) Проверка местной устойчивости стенки в соответствии с п.7.1+7.4, 7.6[1]

Проверка местной устойчивости требуется при и выполняется по формуле:

По таблице 6 [1];

Где Q - среднее значение поперечной силы на расчетной длине отсека.

При расчетная длина в пределах наиболее напряженного участка отсека, при В случае постоянного сечения балки в пределах проверяемого отсека максимальное нормальное сжимающие напряжение в стенке.

,

Где, M - средняя величина момента в пределах расчетной длинны отсека.

Критические напряжения и определяются в соответствии с п. 7.4 [1].

Проверка устойчивости стенки в 1 отсеки.

Так как в нашем примере сечение балки в 1 стенке постоянно , то M и Q вычислим на расстоянии: м.

(см.Рис.4)

тм.

1101 кг/см².

= 807 кг/см².

Вычислим критические напряжения для 1 отсека, по формуле 75 [1].

кг/см².

Где принимается по таблице 21 [1] и меняется от 30 до 35,5. Для упрощения расчета и в запас принимаем

кг/см².

Здесь M- отношение большей стороны отсека к меньшей, в данном случае:

см.

Где, d - меньшая из сторон отсека (в данном случае d = см.

Проверим устойчивость

.

Местная устойчивость стенки в 1 отсеке обеспечена.

Проверка устойчивости стенки во 2 отсеке.

В нашем случае во 2 отсеке балка меняет сечение. В месте изменения сечения максимальное нормальное напряжения в стенке.

2273 кг/см².

= 538 кг/см². - среднее касательное напряжение

Так как рассчитываемый отсек имеет те же размеры, что и отсек 1 считаем, что критические напряжения имеют те же значения.Тогда:

.

Устойчивость стенки вo 2 отсеке обеспечена.

Проверка устойчивости стенки в 3 отсеке.

3283 кг/см².

= 269 кг/см².

.

Устойчивость стенки в 3 отсеке обеспечена.

Проверка устойчивости стенки в 4 отсеке.

3583 кг/см².

= 0 кг/см².

.

Устойчивость стенки в 4 отсеке обеспечена.

5.10 Расчет поясных швов

Расчет производится согласно пункту 11.16 [1] по формулам:

1. По металлу шва.

(сечение 1-1 рис.9)

2. По границе сплавления.

3. (сечение 2-2 рис.9)



Размещено на http://www.allbest.ru/

Согласно пункту 12.8 [1] катет шва

По таб. 38 [1]

Принимаем минимальное возможное значение

По таб. 34 [1] для автоматической сварки в «лодочку» и при диаметре проволоки d = 1,4 ч 2 мм и для катета шва коэффициенты учитывающие форму поперечного сечения шва ,.

В соответствии с пунктом 11.2 [1] коэффициенты условий работы шва . Принимаем материалы для сварки по табл. 55 [1] : для

района II₅ 2-ой группы конструкций стали С 255 флюс АН-348-А (по ГОСТ 9087-81) и сварочную проволоку СВ- 08 А (по ГОСТ 2246-70*). По таблице 3 [1] расчетное сопротивление углового шва срезу по металлу шва.

кг/см².

Где, - нормативное сопротивление металла шва по временному

сопротивлению принимается по табл. 4 [1], а коэффициенты надежности по материалу шва определяются по табл. 3[1] (примечание 3).

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления.

кг/см².

Где , - временное сопротивление стали принимается по табл. 51[1], для более толстого листа, т.к его прочность меньше.

В соответствии с пунктом 11.2 [1] проверим условие.

.

Условие (*) выполняется следовательно материалы для сварки подобраны правильно.

Проверим прочность по металлу шва.

=1848 кг/см².

Где, T - сдвигающее усилие на единицу длины.

= 680 кг.

Прочность по металлу шва обеспечена.

Учитывая выполнения условия (*) и положительный результат проверки прочности по металлу шва, можно сделать вывод, что при расчет прочности по металлу границы сплавления даст заведомо положительный результат.



5.11 Расчет опорных ребер. (рис.10)

5.11.1 Конструкция ребер на опорах А и Б

5.11.2 Определение размеров опорных ребер из условия прочности на смятие

Требуемая ширина b_р на опоре по оси А. (рис. 10)

= 14,4 см.

Принимаем b_р = 140 мм (кратно 5). Длина площадки смятия ребра

= 12,4 см.

Требуемая толщина этого ребра из условия прочности на смятие.

= 1,95 см.



Здесь R_p - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности при наличии пригонки. По табл.1[1] , где - временное сопротивление стали разрыву, принимаемое по таблице 51 [1], а - коэффициент надежности по материалу, определяемый по таблице 2 [1]. В нашем случае = 3609 кг/см².

Принимаем t_p = 2,0 см > = 1,95 (по сортаменту широкополосной универсальной стали ГОСТ 87-70*).

Назначаем для ребра по оси Б такую же толщину t_p = 2,0 см, а ширину

b_p = = 30 см, тогда площадь смятия для ребра по оси Б будет больше, чем по оси А и прочность на смятие будет заведомо обеспечена.

5.11.3. Расчет опорных ребер на устойчивость в плоскости перпендикулярной стенке.

В расчетное сечение условной стойки включается сечение ребра и часть стенки шириной 2 ·S на опоре по оси А и S на опоре по оси Б. На разрезах 1-1 и 2-2 расчетные сечения выделены штриховкой (рис. 10).

см.

Проверяем устойчивость ребра по оси Б, т.к. в этом случае расчетное сечение имеет меньшую площадь. Расчетная схема условной стойки представлена на (рис. 9).

см².

см⁴.

см ;

см.

кг/см² < кг/см².

5.11.4 Расчет сварного шва, соединяющего спарное ребро по оси Б со стенкой

По таблице 34 [1] принимаем полуавтоматическую сварку в углекислом газе проволокой диаметром d < 1,4 мм при нижнем положении шва, тогда коэффициенты, учитывающие форму поперечного сечения шва, b_f = 0,7;

b_z = 1,0.

В соответствии с пунктом 11.2 [1] коэффициенты условий работы шва

г_wf = г_wz = 1,0.

По табл. 55 [1] для района II₅, 2-ой группы конструкции и стали С255 принимаем сварочную проволоку СВ-08Г2С по ГОСТ 2246-70*.

По таблице 3[1] расчетное сопротивление углового шва срезу по металлу шва.

кг/см².



Где, - нормативное сопротивление металла шва по временному сопротивлению принимается по (табл.4 [1] ), а коэффициенты надежности по материалу шва - определяются по (табл.3 [1] примечание 3).

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления

кг/см² (табл.3 [1] ), где временное сопротивление стали определяется по (табл. 51 [1] ) для стали С255 при толщине листа 10 ч 20 мм.

Проверим условие

.

Учитывая выполнения условия (*), а так же то, что г_wf = г_wz = 1,0 требуемую высоту катета шва K_f следует определять по величине .

см.

Принимаем K_f = 1,0 > = 0,978 см.

При этом K_f = 1,0 > K_f,min = 6 мм , по табл. 38 [1] , при t_p = 20 мм.

K_f < K_f,max = t_w · 1,2 = 1,44

5.12 Расчет монтажного стыка на высокопрочных болтах

5.12.1 Общие указания

При определении места стыка следует исходить из предположения, что по условиям транспортировки балка должна быть разделена на две отправочные марки, так, что бы разница их длин была минимальной. Тогда местоположение стыка определится по несущей способности сечения, ослабленного отверстиями под болты.

5.12.2 Предварительная разработка конструкции.При высоте балки h_б = 0,9 ч 1,6 м рекомендуется применять следующие диаметры высокопрочных болтов d_в : 16, 20, 24 мм. Площади сечений нетто A_вп этих болтов соответственно равны 1,57; 2,45; 3,52 см² по табл. 62 [1]. Принимаем предварительно d_в = 24 мм. Диаметр отверстия под болт

d = d_в + 3 мм = 24 + 3 = 27 мм.

Из конструктивных соображений и унификации толщина каждой из двух накладок для стенки t_н принимается равной толщине стенки t_w. Размеры накладок по ширине и длине должны быть минимальными. Размещение болтов производится с учетом допустимых минимальных и максимальных расстояний между центрами болтов и от центра болта до края элемента в соответствии с таблицей 39 [1].

При этом расстояние следует округлять до 5 мм в большую или меньшую сторону, для минимальных и максимальных расстояний соответственно.

Зазор между отправочными марками в стыке принимаем равным 10 мм рис.10. Число вертикальных рядов в стенке по одну сторону от стыка n = 2, минимальное расстояние между ними 2,5 · d = 2,5 · 27 = 67,5 ? 70 мм ; расстояние от края стенки или накладки до ближайшего ряда 1,3 · d =

=1,3 · 27 = 35,1 ? 40 мм. Шаг болтов по вертикали обычно составляет

4 +6 · 27 = 108 +162 мм; принимаем его равным 120 мм (кратным 10 мм).

При этом расстояние «с» между крайними болтами в вертикальном ряду и внутренней гранью пояса должно находится в пределах от 60 до 120 мм.

В нашем случаи «с» =120 мм.

Толщина накладок в поясе должна быть более 0,5 · t_f = 0,5 · 2,5 = 1,25 см, принимаем =1,6 см. Расстояние между внутренними накладками d₁ ? 40 мм. Площадь сечения накладок должна быть не меньше площади пояса.

Для пояса следует принять четырехрядное расположение болтов, а, если четыре ряда не размещаются в соответствии с требованиями табл. 39 [1] (в случае узкого пояса) шахматное или двухрядное.

5.12.3 Определение места стыка

Момент инерции ослабления (отверстиями) сечения пояса.

см⁴.

Тоже сечения стенки

см⁴_.

Где,см².

Момент инерции ослаблений всего сечения.

см⁴.

Момент инерции сечения с учетом ослаблений (нетто).

=1708 · 10³см⁴.

Так как величина 0,81 < 0,85.

В соответствии с п. 11.14. [1] условный момент инерции сечения нетто.

см⁴.

Условный момент сопротивления.

= 25187 см³.

Предельный изгибающий момент в месте монтажного стыка.

· 10⁵ кгсм = 591 тм.

По эпюре изгибающих моментов определяем, что сечение с изгибающим моментом, равным предельному (591), находятся в 3 отсеке. Принимаем, что стык будет в 3 отсеке. Из уравнения M₃ для 3 отсека определим положение стыка ( X_c).

.

.

м.



Расстояние от оси стыка до ближайшего поперечного ребра жесткости должно быть не менее 0,5 м. В противном случае следует уменьшить величину X_ст . Здесь 6 - 5,81 = 0,19 > 0,5 м.

Окончательно принимаем стык на расстоянии X_ст = 5,5 х м. от левой опоры. Внутренние усилия в месте стыка.

M_x=5,5 = 576,82 тм., Q_x=5,5 = 50,01т.

5.12.4 Расчет стыка стенки

Момент, воспринимаемый стенкой.

= 103,6 тм.

Где, = 306,7 ·10³ см⁴. - момент

инерции стенки с учетом ослаблений (нетто).

Поперечная сила, воспринимаемая стенкой

Q_w = Q_x=5,5 = 50,01 x т.

Усилие, приходящиеся на крайний болт вертикального ряда от момента M_w.

16827 кг.

То же от поперечной силы Q_w.

2084 кг.

Где, m - число болтов в вертикальном ряду.

Суммарное усилие, приходящаяся на крайний болт вертикального ряда.



16,95 т.

Предельное усилие многоболтового соединения, приходящееся на один болт в соответствии в п. 11.13 [1].

.

Здесь - наименьшее временное сопротивление материала болтов разрыву. По табл. 61[1] принимаем марку стали для высокопрочных болтов 30ХЗМФ «Селект».

= 2 количество плоскостей трения.

= 1,0 - коэффициент условия работы соединения при количестве болтов больше 10 п.11. [1].

- коэффициент трения, принимаемый по табл.36 [1] в зависимости от способа обработки соединяемых поверхностей.

= 1,0 - коэффициент условия работы балки в месте стыка на высокопрочных болтах табл. 6, примечание 4 [1].

= 1,12 - коэффициент надежности при газопламенном способе обработки и при регулировании натяжения болтов по моменту закручивания табл. 36[1].

= 19,93 т. >=16,95 т.

= 17,58 < 20%

Прочность соединения стенки обеспечена.

5.12.5 Расчет стыка пояса.

А) Определение числа болтов в стыке пояса.

Момент, воспринимаемый поясами



576,82 - 103,6 = 473,22 тм.

Продольное усилие в поясе.

= 303,34 т.

Требуемое число болтов (по одну сторону от оси стыка)

=15,22

Принимаем 16 болтов (четное число, больше чем )

Б) Проверка прочности накладок.

Пусть толщина накладок в поясе t_н = 14 мм > 0,5 · t_f = 0,5 · 2,5 = 1,25 мм.

Ширина наружной накладки b_н = b_f = 560 мм.

Ширина внутренний накладки должна быть не больше, чем

0,5 · (b_f - 40) = 0,5 · (560 - 40) = 260 мм.

Принимаем = 250 мм. (кратно 10), тогда

d₁ = b_н - 2 · = 560 - 500 = 60 мм. > 40 мм.

Площадь сечения накладок.

см² > см².

Прочность накладок обеспечена.



6. Конструкция и расчет прикрепления балки настила к главной балке

Принимаем по табл.57 [1], что балке настила присоединяются к ребру главной балки на болтах грубой точности класса 4.6. Пусть диаметр болтов d_в = 22 мм, диаметр отверстия d = d_в + 3 = 22 + 3 = 25 мм.

Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним болтом на срез, по формуле 127 [1].

= 1500 · 0,9 · 3,80 · 1 = 5130 кг.

Где, - расчетное сопротивление болтового соединения срезу по табл.58 [1]., - коэффициент условий работы соединения в расчетах на срез согласно поз. 1 табл. 35[1].

= 3,80 см² - площадь сечения стержня болта брутто.

- число расчетных срезов одного болта.

Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним болтом при работе соединения на смятие, по формуле 128 [1].

= 3550 · 0,9 · 0,84 · 2,20 · = 5904,4 кг.

Где, - расчетное сопротивление болтового соединения смятию по табл. 59[1]. = 0,9 -коэффициент условий работы соединения в расчетах на смятие согласно поз. 1 табл. 35[1] при выполнении требований размещения болтов по табл. 39 [1]. - наименьшая суммарная величина элементов, сминаемых в одном направлении.



= 0,84 см < см.

где - толщина стенки балки настила и промежуточного ребра главной балки соответственно.

Количество болтов

= 5,73

Где, R- величина опорной реакции балки настила, 1,2 - коэффициент, учитывающий влияние защемления в соединениях. - меньшее значение из величин и .

Принимаем 6 болтов. Конструкция соединения показала на рис. 11. Так как значения a и b соответствуют требованиям табл. 39[1], корректировать значения при определении не требуется. Приближенную проверку стенки балки настила на срез по ослабленному отверстиями и вырезами сечения мы уже производили в п.4.7. Выполним ее более точно.

= 1042 кг/см² < 1420 кг/см².

Где, = 23,52 см².



7. Расчет колонны К1

7.1 Расчетная схема, определения нагрузки, статический расчет

Нагрузка на колонну N может быть определенна как сумма опорных давлений главных балок, опирающихся на колонну К1.

N = 2 · R_Б · 1,005 = 2 · 175,35 · 1,005 = 352,45 т.

Где, 1,005 - коэффициент, учитывающий вес колонны. Проверим (приближенно) значение N , определяя нагрузку через грузовую площадь.

= 351,18 т.

Где, 1,04 - коэффициент, учитывающий вес балок и колонны. g - расчетная нагрузка на 1 м². Определим отметку верха колонны. При сопряжении балок в одном уровне.

d_в.к. = d_н - (t_стяжки + t_{ж.б.плиты} + h_{гл. балки} + 0,015) = 9 - ( 0,025 + 0,1 + 1,6 + 0,015) = = 7,26 м.

Здесь d_н - отметка настила (пола) площадки (§1). t_стяжки, t_{ж.б.плиты} - толщины данных элементов. h_{гл. балки} - высота сечения главной балки (п.5.5).

0,015 м. - величина выступа опорного ребра главной балки.

Длинна колонны

l_к = d_в.к. - d_н.к. = 7,26 - (-0,4) = 7,66 м.

где, d_н.к - отметка низа колонны.

Ориентировочно принимаем d_н.к = - 0,4 м.

Расчетные длины относительно обеих главных осей.

l_x = l_y =l_ef = m·l_k = 1 · 7,66 = 7,66 м.

7.2 Подбор сечения и проверка устойчивости колонны

7.2.1 Определение сечения ветвей

Принимаем сквозную колонну из двух прокатных двутаврав, соединенных планками. (Рис.15)

Марку стали назначаем по таблице 50 [1]. Колонна относится к 3-й группе конструкций. Принимаем сталь С245 по ГОСТ 27772-88 По табл. 51[1] для фасонного проката из выбранной стали при толщине 2 ч 20 мм., R_y = 2450

кг/см. Т.к. ослабление в колонне отсутствуют ( А_н =А), расчет на прочность по формуле 5[1] не требуется; определяющим является расчет на устойчивость по п. 5.3[1].

Найдем сечения ветвей из расчета на устойчивость относительно материальной оси Х-Х.

Задаемся гибкостью тогда по табл.71[1].

Требуемая площадь сечения одного двутавра (одной ветви).

89,35 см².

Здесь = 1 по таблице 6 [1].

Требуемый радиус инерции

= 12,76 см.

По сортаменту ГОСТ 8239-89 определяем, что требуемый профиль находится 45 номером.

Принимаем двутавр 45

A_в = 84,7 см² , i_х = 18,10 см, I_y = 808,0 см⁴, i_y1 = 3,09 см, b=180 мм, h = 450 мм, r =18 мм, s = 9,0 мм, t = 14,2 мм.



7.2.2 Проверка устойчивости колонны относительно материальной оси Х-Х

42,32 < = 120,

где 120 - предельное значение гибкости, определяемое по табл.19 [1], по таблице 72 [1] находим

(интерполируя). = 1,44

При 0 < < 2,5

= 0,884

= 2364 < 2450 кг/см².

Недонапряжение = 3,5 % < 5 %.

Окончательно принимаем двутавр 45

7.2.3 Установление расстояния между ветвями

В основу расчета положено требование равноустойчивости

,

где, - приведенная гибкость колонны относительно свободной оси Y-Y.

По табл. 7 [1] , отсюда (*)

Где, ? 40 - гибкость ветви относительно оси Y-Y. При этом должно соблюдаться условие ? . Из выражения (*) следует, что

= 0,706 · = 0,706 · 42,32 = 29,87

Принимаем = 20 < 40 , тогда

Требуемый радиус инерции см.

Требуемое расстояние между центрами тяжести ветвей

= 32,0 см.

Требуемая ширина колонны

= 48,04 см.

Проверим полученный результат определив по приближенной формуле.

= 32,72 см.

Здесь a- коэффициент, зависящей от формы сечения = 0,5 для двутавра.

Принимаем b_k = 49 см , больше и кратно 1 см.

Зазор d не должен быть менее 10 см.

d = b_k - b_f = 49 - 2 · 16 = 17 см > 10 см.

Оставляем принятый размер b_k = 48 см. С = b_k - b = 33 см.



7.2.4 Проверка устойчивости относительно свободной оси Y -Y

= 47735 см⁴.

= 16,78 см > см.

= 45,64 >

Приведенная гибкость относительно свободной оси Y-Y.

> 42,32

При этом , следовательно проверим устойчивость относительно оси Y-Y (определен по табл. 72 [1] исходя из гибкости ).

= 2442 < 2450 кг/см².

Устойчивость обеспечена.

7.3 Расчет соединительных планок

7.3.1 Установление размеров планок

d = (0,5 ч 0,75) b_k = (0,5 ч 0,75) · 48 = 24 ч 36 см.

Принимаем d = 28 см.

Длину планки b_s принимаем такой, что бы края планки заходили на полки швеллера на 30 ч 40 мм.

b_s = 28 + 2 · 4 = 28 + 2 · 4 = 32 см.

Во избежание выпучивания необходимым условием является.

; ; 0,6 ? t ? 1,2 см.

Принимаем t = 1 см. тогда, ,

Формула, использованная выше для определения справедлива, если выполняется условие.(табл. 7 [1]).

Здесь = 1829 см⁴.

= 808 см⁴.

Требуемое расстояние между планками в свету вычисления по принятой ранее гибкости ветви :

= 61,8 см.

Окончательное расстояние между планками устанавливается при конструировании стержня колонны, оно должно быть рано или менее .

Требуемое расстояние между осями планок= =90 см.

? 5

7.3.2 Определение усилий в планках

Планки рассчитываются на условную фиктивную поперечную силу.

, (п.5.8 [1])

Здесь - коэффициент, принимаемый равным меньшему из двух значений

; 0,996

Где, - меньший из коэффициентов .

= 0,996

= 7,15 = 4332 кг.

Поперечная сила действующая в одной плоскости планок.

кг.

Сила, срезающая одну планку.

кг.

Момент изгибающий планку в ее плоскости.

кг/см.

7.3.3 Проверка прочности приварки планок

Предусматриваем использование ручной сварки при изготовлении колонны, принимаем, что планки прикрепляются к полкам швеллеров угловыми швами с высотой катета K_f = 8 мм < с заводкой швов за торец на 20 мм. По табл. 55 [1] принимаем для района II₅ и стали С 245 электроды Э42 (ГОСТ 9467-75).

Определяем величины необходимые для расчета.

в_f = 0,7 ; в_z = 1,0 (табл. 34 [1]);

г_wf = г_wz = 1,0 (пункт 11.2 [1]);

R_wf = 1850 кг/см² (табл. 56 [1]);

R_wz = 0,45 · R_un = 0,45 · 3700 = 1665 кг/см² , где временное сопротивление принято по табл. 51 [1] для проката толщиной 11 ч 20 мм. (t_f = 14,2 мм).

Проверим условие приведенное в пункте 11.2 [1].

1,1 < < 1,43

Т.к условие выполняется, расчет следует производить только по металлу шва.

Напряжения в шве (в расчете учитываются только вертикальные швы).

кг/см².

кг/см².

Условие прочности шва:

= 1384 кг/см² < · г_wf · г_с = 1850 · 1,0 · 1,0 = 1850 кг/см².

Уменьшаем K_f = 6 мм, тогда

= 1845 кг/см² ? · г_wf · г_с = 1850 кг/см².

Окончательно принимаем K_f = 6 мм. Прочность самих планок заведомо обеспечена, т.к. толщина планки превышает величину K_f. Используем определенные здесь характеристики швов для расчета базы оголовка.

7.4 Расчет базы

7.4.1 Определение размеров плиты в плане. (Рис.16)

Определим расчетное сопротивление смятию бетона фундамента

R_Ф =

Где,

Здесь, - площадь верхнего обреза фундамента.

- площадь плиты ( в начале примем ).

- призменная прочность (для бетона М150 = 70 кг/см²).

Таким образом R_f =1,2 · 70 = 84 кг/см².

Требуемая площадь плиты.

= 4196 см².

Ширина плиты принимаем конструктивно (рис.16)

= 45 + 2 · 1,0 + 2 · 8 = 63 см,

Где, С = 8 ? 4 см.

Требуемая длина плиты.

= 73,61 см.

Требуемая длина плиты из конструктивных соображений.

= 49 + 2 · 10 = 69 см.

Где, a - величина принимается от 100 до 120 мм для размещения ««плавающий» шайбы под гайки фундаментных болтов.

Принимаем L_пл = 70 см (кратно 1 см) >



7.4.2 Определение толщины плиты

Плита работает на изгиб как пластина, опертая на траверсы и торец стержня и нагруженная равномерно- распределенным условно реактивным давлением фундамента.

кг/см² < R_ф = 84 кг/см².

Определим максимальные моменты отдельных участков плиты, для полосы шириной 1 см.

1. Участок. Плита работает как пластина, опертая по контуру.

Где, a - коэффициент, зависящий от отношения более длинной стороны участка «а» к более короткой «b».

В нашем случаи

= 0,054 · 79,92 · 45² = 8739 кг · см.

2. Участок. Плита работает как пластина опертая по 3-м сторонам.

3.

.

Где, - коэффициент, зависящий от отношения закрепленной стороны , к незакрепленной b₁.

. Плита проверяется как консоль вылетом a₁.

Тогда = 0,5 · 79,92 · 10² = 3996 кг · см.

4. Участок. Плита работает как консоль.

5.

= 0,5 · 79,92 · 8² = 2557 кг · см.

Принимаем для плиты по табл. 50 [1] сталь С 235 (ГОСТ 27772-88) при

t = 20 ч 40 мм, тогда R_y = 2250 кг/см².

Требуемая толщина плиты.

= 4,82 см.

Так как толщина превышает 4 см введем дополнительное ребро на участке1

Рассмотрим участок 1 а:

см; b = 0,5 ; b_k = 0,5 · 49 = 24,5 см.

= 1,836 ; a = 0,095

= 0,095 · 79,92 · 24,5² = 4557 кг · см.

В этом случае M_max = M₂ = 3996 кг · см.

= 3, 26 см.

Принимаем t_пл = 36 мм > (ближайшей большей размер).

7.4.3 Расчет траверсы

Требуемая высота траверсы определяется необходимой длиной каждого из восьми швов, соединяющих ее с ветвями колонны.

При K_f ? t_f1 = 10 мм, где =9,67мм

= 35,02 см < 85 · · = 85 · 0,7 · 1,0 = 59,5 см.

Принимаем h_трав = 36 см. (кратно 1см.)

Произведем приближенную проверку траверсы по прочности.

Нагрузка на единицу длины одного листа траверсы.

=2517 кг/см.

Изгибающий момент и поперечная сила в месте приварки к колонне:

= 0,5 · 2517 · 10² = 125850 кг · см.

= 2517 · 10 = 25170 кг.

Момент сопротивления сечения листа:

= 216 см³.

Проверка прочности:

= 582,63 кг/см² < R_y = 2250 кг/см².

= 699 кг/см² < R_s = 1363 кг/см².

= 1343 кг/см² ? R_y = 2250 кг/см².

7.4.4 Расчет дополнительного ребра

Принимаем толщину дополнительного ребра t_p = 1,2 см.

Нагрузка на дополнительное ребро.

= 88111 кг.

Принимаем высоту катета K_f = 1,0 см

Из условия прочности шов:

= 8,50 см.

Из условия прочности ребра на срез:

= 26,93 см.

Принимаем h_p = 27 см > = 26,93

Во избежание выпучивания.

.

= 37,5 < 50.

7.5 Расчет оголовка

Конструктивно принимаем = 2,0 см и K_f = 1,0 см, то же значение что и для траверс. Высота диафрагм из условия прочности, сварных швов.

= 35,02 см.

Принимаем h_g = 36 см. Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности торца на смятие.

= 2,87 см.

= 30 см. (п. 5.6.).

Требуемая толщина из условия прочности на срез.

= 3,59 см.

Где, = 1363 кг/см. (п. 5.5. г).

Принимаем t_g = 3,6 см >

Толщина планок, к которым крепится диафрагма

t_пл ? 0,5 · t_g = 0,5 · 36 = 18 мм.

Принимаем t_пл = 20 мм.

Конструкция оголовка представлена на рисунке 17.



Список литературы

1. СНиП П-23-81. Стальные конструкции. Нормы проектирования. М.: Стройиздат, 1982. 96с.

2. СНиП П-6-74. Нагрузки и воздействия. Госстрой СССР. М.: Стройиздат, 1976. 54 с.3.

3. ГОСТ 27772-88. Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические условия.

4. Металлические конструкции: Учебник для строит, вузов. Под ред.

В.В. Горева 2-е издание. М.: Высшая школа 2001 г. -551 с.

5. Михайлов А. М. Сварные конструкции. М.: Стройиздат, 1983. 367 с.

6. Лапшин Б. С. К расчету балок в упругопластической стадии по СНиП

П-23-81. В кн.: Металлические конструкции и испытания сооружений: Межвуз. темат. Сб. тр. Л.: ЛИСИ, 1984. 68-75 с.

Размещено на Allbest.ru

...