Курсовой проект №1. Расчет и конструирование элементов балочной клетки

07КМ.dwg

Схема расположения элементов балочной клетки
Ведомость элементов балочной клетки
Схема расположения элементов балочной клетки . Узел 1.
Ведомость элементов балки ГБ-1.

07-км.doc

Министерство образования Российской Федерации
Тюменский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра строительных конструкций
по дисциплине «Металлические конструкции»
«Расчет и конструирование элементов балочной клетки»
Выбор варианта компоновочных схем балочных клеток3
Компоновка элементов балочной клетки.5
Расчет балок настила.8
1.Сбор нагрузок и статический расчет.8
3.Проверка сечения по касательным напряжениям.9
4.Проверка прогиба.9
Конструирование и расчет главной балки.10
1. Сбор нагрузок и статический расчет.10
2. Компоновка составного сечения.11
2.1. Определение размеров стенки.11
2.2. Определение размеров полок.12
2.3. Проверка прочности сечения главной балки.13
3. Изменение сечения главной балки по длине.13
3.1. Определение внутренних усилий.13
3.2. Ширина и высота уменьшенного пояса балки.13
3.3. Проверка прочности измененного сечения.15
4. Проверка общей устойчивости.15
5. Проверка и обеспечение местной устойчивости стенки.16
5.1. Проверка местной устойчивости стенки.16
5.2. Размеры ребер жесткости.20
5.3. Расчет опорного ребра.20
6. Расчет поясных швов.22
7. Расчет узла крепления балки настила.22
8. Конструирование и расчет монтажного стыка.23
7.1. Сварной стык пояса.23
7.2. Болтовой стык пояса.24
7.3. Болтовой стык стенки.25
8. Уточнение собственного веса главной балки.26
Конструирование и расчет колонны.27
1. Сбор нагрузок и статический расчет.27
2. Подбор сечения стержня.27
2.1. Подбор сплошного сечения стержня.27
2.2. Подбор сквозного сечения стержня.28
3. Расчет соединительных планок.30
4. Конструирование и расчет оголовка колонны.31
5. Расчет и конструирование базы колонны.32
Список используемой литературы.34
Район строительства –Сургут (Расчетная температура -43гр.) район I2- климатического района
Полезная нормативная нагрузка -25кНм2=2500кгм2
Пролет главной балки-121м
Пролет второстепенной балки-37м
Отметка настила -92 м.
Выбор варианта компоновочных схем балочных клеток
Вариант 1. Принимаем балочную клетку нормального типа. Далее производим расчет стального плоского настила и балок настила.
Задаемся толщиной t=6мм
определим значение нормативной нагрузки:
+78.5·0.006=25.47кПа
(ρ=7850 кгм³ – объемный вес стали)
Определим предельное отношение пролета настила к его толщине:
(4·15015)·(1+(72·2260000)((150^4)·0.25471))=90.48см
Допустимый пролет l= 90.476 ·0.6=54.29см
Число балок настила будет равно
(12.1·100)54.2+1=23.32
Принимаем колич. балок 24
Принимаем шаг 12.1·100(24–1)=52.61
2 Задаемся толщиной t=8мм
+78.5·0.008=25.63кПа
(4·15015)·(1+(72·2260000)((150^4)·0.25628))=90.17см
Допустимый пролет l= 90.167 ·0.8=72.13см
(12.1·100)72.1+1=17.78
Принимаем колич. балок 18
Принимаем шаг 12.1·100(18–1)=71.18
2 Задаемся толщиной t=10мм
(4·15015)·(1+(72·2260000)((150^4)·0.25785))=89.86см
Допустимый пролет l= 89.8618921422877·1=89.86см
(12.1·100)89.8+1=14.47
Принимаем колич. балок 16
Принимаем шаг 12.1·100(16–1)=80.67
Принимаем балочную клетку усложненного типа. Предварительно принимаем для всех вариантов балочной клетки усложненного типа один вариант размещения второстепенных балок. Расстояние между второстепенными балкамиобычно назначается в пределах 2-5 метров.
Число шагов балок настила n=3.7·10072.1=5.13
Число шагов балок настила n=3.7·10089.8=4.12
Оринтеровочно шаг второстепенных балок
((72.1100)·3.7^2)^(13)=2.15
Принимаем 20166м-6 штук
((89.8100)·3.7^2)^(13)=2.31
Принимаем 242м 5 штук
Пример расчета для варианта 1.1
qn=(25+78.8·0.006)·0.53=13.5кНм
qr=(25·1.2+78.8·0.006·1.05)·0.53=16.16кНм
М=(16.16 ·3.7^2)8=27.66кНм
Wтр=27.65 ·100·1003400=81.35кНм
I=((5·13.50 ·(3.7·100)^3)(384·2.1·(10^6)))·(200)=848.02кНм
Технико-экономические показатели вариантов компоновки балочной клетки на одну ячейку
Пример расчета для варианта 21
настил=7.85·8·12.1·3.7=2811.56кНм
БН=6·2.0166·6·8.7=631.62кНм
ВБ=(12.12.0166+1)·3.7·29.6=766.64кНм
По данным результатам видно что наиболее выгодным является вариант 11 при tнастила =6мм
Компоновка элементов балочной клетки.
Основными несущими элементами балочной клетки усложненного типа являются:
- Настил- относится к 3-й группе. Применяем сталь С345 до 10 мм Ry=3400кгсм2
- Балки настила (БН) - входит в группу 2 Применяем сталь С345
- главные балки (ГБ)-являются сварными конструкциями и входят в группу 2 . Применияем сталь С345 Ry=3400кгсм2 (для уменьшения размера балки)
- колонны-относят к 3- й группе . Применяем сталь С345Ry=3400кгсм2
При жестком закреплении сравнительно тонкого настила на неподвижных опорах конструкция настила рассчитывается на прогиб с распором. Размеры настила приближенно вычисляются из условия заданного предельного прогиба по формуле:
- отношение пролета настила к его предельному прогибу (величина обратная предельному значению относительного прогиба конструкции) для стального настила рабочих площадок производственных зданий при отсутствии крановых путей ;
- приведенный модуль упругости стали:
(=03 – коэффициент Пуассона для стали);
- нормативное значение нагрузки воспринимаемой настилом.
Настил воспринимает полезную нагрузку и собственный вес.
Исходя из значения проектной нагрузки =25 кНм² зададимся оптимальной толщиной настила =6 мм и определим значение нормативной нагрузки:
l= 90.4765 ·0.6=54.29
Принимаем настил шириной 540мм и толщиной 6 мм.
Для расчета сварного шва крепящего настил к балке
определяем силу распора по формуле:
где =12 - коэффициент надежности по нагрузке для действующей равномерно распределенной нагрузки при полном нормативном значении нагрузки >200 кгсм² (по п.3.7. [2]).
2·((3.14^2)4)·((1150)^2)·2260000·0.6=178.26кгсм
Сварные соединения рассчитываем по двум сечениям:
=07 - коэффициент глубины проплавления шва (по табл.34*[1] для ручной сварки);
=1см - длина сварного шва (ширина полоски настила закрепленной неподвижными шарнирами);
расчетное сопротивление металла шва сварного соединения с угловыми швами для электрода типа Э-50 по табл. 56[1];
=1 - коэффициент условий работы сварного шва;
=1 - коэффициент условий работы конструкции по табл. 6* [1].
Из условия прочности углового шва на срез определяем расчетную высоту катета сварного шва:
8.26 (2200·1·1·0.7·1)=0.12см
)по металлу границы сплавления:
=1 - коэффициент глубины проплавления шва (по табл.34*[1] для ручной сварки);
- расчетное сопротивление металла границы сплавления сварного соединения с угловыми швами (по табл.3 [1]);
=1 - коэффициент условий работы сварного шва.
Определяем расчетную высоту катета сварного шва:
8.261568(2250·1·1·1·1)=0.08см
В соответствии с конструктивными требованиями к сварным соединениям катеты угловых швов для ручной сварки при толщине свариваемых элементов 11-16 мм должны быть не менее 06 см.
Принимаем катет сварного соединения =06 см.
Расчет балок настила.
1.Сбор нагрузок и статический расчет.
БН рассчитывается как частный случай в виде простой однопролетной балки на двух опорах которыми на расчетной схеме выступают ВБ.
БН воспринимает нагрузки:
- полезная Pn=25кНм2
- собственный вес настила gn=78.5·0.006=0.47кНм2
- собственный вес балки настила который в первом приближении принимаем равным 2% от полезной нагрузки: gn=25·0.02=0.5кНм2
Для определения интенсивности распределенной нагрузки действующей на БН все нагрузки приводим к погонным учитывая что ширина грузовой площади равна шагу БН:
Нормативное значение нагрузки на БН:
(25+0.471)·0.54=13.75кНм2
Расчетное значение нагрузки на БН:
(25·1.2+0.471·1.05)·0.54·1.05=17.29кНм2
где: =12 - коэффициент надежности по внешней нагрузке ;
=105 – коэффициент надежности по нагрузке для металлических конструкций (п.2.2 [2])
Максимальный изгибающий момент:
(1.03·17.290 ·3.7^2)8=30.48кН*м
=103-коэффициент учитывающий собственный вес балки.
Максимальная поперечная сила:
(17.29 ·3.7)2=31.99кН
Расчет на прочность разрезных балок сплошного сечения из стали с пределом текучести до 5400 кгссм² несущих статическую нагрузку выполняем по формуле 39 [1]:
=11 – принятый в первом приближении коэффициент учитывающий развитие пластических деформаций в элементах конструкций и зависящий от формы сечения по табл.66 [1];
=3400 кгссм² - расчетное сопротивление по пределу текучести для стали С345;
Требуемый момент сопротивления поперечного сечения балки:
4758 ·100·100(1.1·3400·1.1)=74.08см3
Требуемый момент инерции поперечного сечения балки из условия обеспечения жесткости :
((5·13.75434·(3.7·100)^3)(384·2.1·(10^6)))·(200)=863.96см4
В силу незначительности возникающих в балке внутренних усилий она может быть прокатной.
По сортаменту прокатных профилей СТО АСЧМ 20-93
подбираем двутавр №16Б2 с характеристиками
3.Проверка сечения по касательным напряжениям.
Значения касательных напряжений в сечениях изгибаемых элементов должны удовлетворять условию п.5.12 [1]:
Q=31.987кН– максимальная поперечная сила;
Rs=0.58*Ry=0.58·3400=1972кгсм2 - расчетное сопротивление стали по сдвигу по табл.1* [1].
98 ·100(16·0.5)=399.84кгсм2 1972*1.1=2169.2кг*см
- условие выполнено т.е. опорные сечения БН удовлетворяют условиям прочности по касательным напряжениям.
Произведем расчет по II группе предельных состояний который для изгибаемых элементов состоит в определении вертикального относительного прогиба элемента и сравнении его с предельно допустимым.
Относительный прогиб однопролетной балки под равномерно распределенной нагрузкой определяем по формуле 7.18а [2]:
(5·13.75434·(3.7·100)^3)(384·2.1·(10^6)·869)=12011
Вертикальный относительный прогиб элементов не должен превышать допустимого прогиба для балок рабочих площадок производственных зданий при отсутствии крановых путей по табл.40* [1]: [fl]=1200.
- условие выполнено т.е. сечение БН удовлетворяет требованиям жесткости.
Конструирование и расчет главной балки.
1. Сбор нагрузок и статический расчет.
Сосредоточенные силы от ВБ можно представить в виде равномерно распределенной нагрузки т.к. их число больше трех. Ширина грузовой площади равна шагу колонн в поперечном направлении – b=41 м. ГБ воспринимает нагрузки:
- собственный вес настила qn=78.5·0.006=0.47кНм2
- собственный вес балок настила g1n=(15.8100)0.54=0.29кНм
- собственный вес главной балки
((7.85·9.532 ·4.5)(3.2·10^4))·1.15·12.1=0.15тм
c=45-теоретическая весовая характеристика
y=115- строительный коэффициент веса
Нормативное значение нагрузки на ГБ:
(25+0.471+0.292 )·3.7+1.46=96.79кНм
q=9.53тм-нагрузка погонная на балку без учета собственного веса
Расчетное значение нагрузки на ГБ:
(25·1.2+0.471·1.05+0.29 ·1.05)·3.7+1.46·1.05=115.5кНм
(115.4995 ·12.1^2)8=2113.79кН*м
(115.499 ·12.1)2=698.77кН
2. Компоновка составного сечения.
Главная балка проектируется составной вследствие значительности возникающих в ней усилий.
2.1. Определение размеров стенки.
Минимальный требуемый момент сопротивления сечения ГБ в соответствии с п.5.12 [1] из условия прочности:
где: М – максимальный изгибающий момент
=11 – коэффициент условий работы для сварных сплошных балок;
13.7862 ·100·100(3200·1.1)=6005.07cм3
Минимальный требуемый момент инерции сечения из условия жесткости ГБ в соответствии с требованием обеспечения допустимого прогиба балки который для главных балок рабочих площадок при отсутствии крановых путей составляет [fl]=1400:
(2000·96.78 ·(12.1·100)^3)(384·2.1·10^6)=425250.62cм4
Минимальная высота стенки ГБ из условия жесткости:
·425250.61 (6005.07463526476)=141.63cм
Оптимальная высота стенки ГБ с учетом гибкости:
где: k =115– коэффициент зависящий от конструктивного оформления балки для сварных балок;
- гибкость стенки которую принимаем ориентировочно равной 150;
= (1.15)·(6005.07 ·150)^(13)=111.06cм
Оптимальная высота стенки ГБ без учета гибкости:
= (1.15)·(6005.074 1)^(12)=89.12cм
где: - толщина стенки которую примем ориентировочно равной 10см;
Принимаем следующее значение высоты стенки: =120 см.
Минимальная толщина стенки ГБ из условия ее работы на касательные напряжения (при опирании разрезной сварной балки с помощью опорного ребра):
5·698.77 ·100(1856·120)=0.47cм
Rs=0.58*Ry=0.58·3200=1856кгсм2 - расчетное сопротивление стали по сдвигу по табл.1* [1].
Принимаем толщину стенки равной 1 мм.
2.2. Определение размеров полок.
Примем ориентировочно толщину полок равной 20 мм тогда высота всего сечения ГБ: 120+2+2=124cм
Момент инерции сечения:
05.074 ·1242=372314.63cм4
Момент инерции стенки ГБ:
(1·120^3)12=144000cм4
Требуемый момент инерции сечения одной полки ГБ относительно нейтральной оси балки:
(372314.6 –144000)2=114157.31cм4
Площадь сечения одной полки ГБ (моментом инерции полки относительно собственной оси пренебрегаем)
- расстояние от нейтральной оси балки до собственной оси полки;
·114157.3 ((124–2)^2)=30.68cм2
Принимаем полки ГБ из стали толщиной 20 мм и шириной 250 мм.
По табл.30 [1] отношение ширины свеса сжатого пояса к толщине должно удовлетворять условию:
- расчетная ширина свеса поясных листов;
5·((2.1·10^6)3200)^0.5=12.81cм
- принятые размеры полки ГБ удовлетворяют условиям местной устойчивости.
Окончательное сечение и геометрические характеристики главной балки:
(1·120^3)12+2·((25·2^3)12+25·2·((120+2)2)^2)=516133.33cм4
·516133.33 124=8324.73cм4
·2·61+(120·12)·(1204)=4850cм3
2.3. Проверка прочности сечения главной балки.
Проверку прочности по нормальным напряжениям изгибаемого элемента проводим из условия: где М – максимальное значение изгибающего момента.
13.786 ·100·1008324.73 =2539.16кгcм2Ry= 3200·0.95=3040кгсм2
- прочность ГБ по нормальным напряжениям обеспечена.
= ((3200·0.95–2539.164 )(3200·0.95))·100=16.47%
- условие выполнено сечение рационально.
3. Изменение сечения главной балки по длине.
Сечение главной балки в целях экономии металла уменьшают на протяжении 16 пролета от опор балки.
3.1. Определение внутренних усилий.
Определим усилия в расчетном сечении находящемся на расстоянии
5.49 ·12.1·2.0172–(115.499 ·2.017^2)2=1174.48кН*м
5.499 ·12.12–(115.4995 ·2.017)=465.81кН*м
3.2. Ширина и высота уменьшенного пояса балки.
Требуемый момент сопротивления измененного сечения из условия прочности сварного шва на растяжение:
= 1174.48 ·100·100(2720·1)=4317.94см3
Rwy=0.85*Ry=0.85·3200=2720кг*см2
Высота измененного сечения
15·(4317.94 1)^0.5=75.57см3
Применяем высоту стенки 80см
Выполним расчет для определения возможности изменения размеров пояса
Требуемый момент инерции измененного сечения:
17.94 ·802=172717.79см4
Момент инерции стенки измененной ГБ:
(1·80^3)12=42666.67cм4
Требуемый момент инерции полки измененного сечения:
2717.79 –42666.66 =130051.12см4
Требуемая площадь полки измененного сечения:
·130051.12 (80+2)^2=38.68см2
Ширина полки измененного сечения:
ширину полки измененного сечения оставляем 250мм
Окончательное сечение и геометрические характеристики измененного сечения:
(1·80^3)12+2·((25·2^3)12+25·2·((80+2)2)^2)=210800cм4
·210800(80+2+2)=5019.05cм4
·2·41+(80·12)·(804)=2850cм3
3.3. Проверка прочности измененного сечения.
Проверку прочности по нормальным напряжениям изгибаемого элемента проводим из условия: :
74.480·100·1005019.047=2340.05кгcм2Ry= 0.85·3200=2720кгсм2
В составных сечениях недонапряжения должны быть в пределах 5%:
((2720–2340.04 )(2720))·100=13.97%
Проверку прочности по касательным напряжениям выполняем по формуле:
5.80 ·100·2850(210800·1)=629.77кгcм2 Rs=0.58·3200=1856кгcм2
- прочность ГБ по касательным напряжениям обеспечена.
где - статический момент полусечения балки.
Проверку прочности на совместное действие нормальных и касательных напряжений проводим из условия:
где и - нормальные напряжения в срединной плоскости стенки соответственно параллельные и перпендикулярные оси балки;
- касательное напряжение воспринимаемое стенкой.
74.48 ·100·1005019.04 =2340.05кгcм2
5.80 2·100·2850(210800·1)=629.77кгcм2
((2340.04 ^2+629.7711 1^2))^0.5=2423.31кгcм2Ry=1.15·3200·1.1=4048кгcм2
- прочность сечения ГБ на совместное действие нормальных и касательных напряжений обеспечена.
4. Проверка общей устойчивости.
Проверку общей устойчивости можно не проводить если : где:
- расчетная длина балки которую принимаем равной шагу ВБ (расстоянию между точками закреплений сжатого пояса от смещений).
- ширина сжатого пояса
- значение определяемое по формулам табл.8*[1] для балок симметричного двутаврового сечения:
- толщина сжатого пояса;
- расстояние между осями поясных листов;
при этом должны соблюдаться условия: 1 hb 6 и 15 bt 35
425=4.966- условие выполнено;
2=12.535- условие выполняется;
(0.41+0.0032·12.5+(0.73–0.016·12.5)·(25124)·((2.1·10^6)3200))^0.5=8.4
- условие выполняется расчет общей устойчивости ГБ не требуется.
5. Проверка и обеспечение местной устойчивости стенки.
5.1. Проверка местной устойчивости стенки.
Условная гибкость стенки балки:
(1201)·(3200(2.1·10^6))^0.5=4.68
Значение условной гибкости превышает 32 поэтому стенку необходимо укреплять поперечными ребрами жесткости в соответствии п.7.10 [1].
Расстояние между поперечными ребрами жесткости не должно превышать
·80=160см (на опоре) 2·120=240см (в пролете)
Принимаем шаг ребер жесткости равным а=1088мм-на опоре ;2300мм- в пролете ; 1730мм- в пролете.
Так как длина отсека больше его высоты то устойчивость стенки в
).1-ом отсеке проверяем на расстоянии
Определим внутренние усилия в этом сечении.
5.4 ·12.1·0.6882–(115.49 ·0.688^2)2=453.42кН*м
Поперечная сила:. 115.499 ·12.12–(115.499 ·0.688)=619.31кН*м
Расчет на устойчивость стенок балок симметричного сечения при отсутствии местных (локальных) напряжений выполняется по формуле 74 [1]:
где: и – фактические значения нормального и касательного напряжения
и - критические значения напряжений.
Нормальное напряжение:
3.419 ·100·1005019.047 =903.4кгсм2
Касательное напряжение:
9.3086 ·100·2850(210800·1)=837.3кгсм2
Критическое нормальное напряжение: где - коэффициент для сварных балок зависящий от коэффициента и определяемый по табл.21 [1]:
здесь – коэффициент определяемый по табл.22 [1]: =08;
(801)·(3200(2.1·10^6))^0.5=3.12
3·3200(3.12 ^2)=10926.56кгсм2
- отношение большей стороны пластинки к меньшей;
1·(3200(2.1·10^6))^0.5=3.12
- условная приведенная гибкость стенки здесь d – меньшая из сторон пластинки;
Критическое касательное напряжение:
3·(1+0.761.36^2)·(18563.1 ^2)=2765.67кгсм2
Проверим условие местной устойчивости:
((903.39 10926.562 )^2+(837.30 22765.6 )^2)^0.5=0.311
- условие выполнено местная устойчивость ГБ обеспечена.
).2-ом отсеке проверяем на расстоянии 317м (Сечение h=120см)
Шаг ребер принимаем 230 см
5.499 ·12.1·3.172–(115.499 ·3.17^2)2=1634.79кН*м
5.4995 ·12.12–(115.499 ·3.17)=332.64кН*м
34.786 ·100·1008324.7311 =1963.77кгсм2
2.638 ·100·4850(516133.33 ·1)=312.57кгсм2
8·(25120)·(21)^3=1.33
Гибкость стенки при высоте 120см
·3200(4.68 ^2)=4812.5кгсм2
где m= 230120=1.92- отношение большей стороны пластинки к меньшей;
01·(3200(2.1·10^6))^0.5=4.68- условная приведенная гибкость стенки здесь d – меньшая из сторон пластинки;
3·(1+0.761.916 ^2)·(18564.684 ^2)=1051.44кгсм2
((1963.77 4812.5)^2+(312.57 1051.444 )^2)^0.5=0.51
).3-ом отсеке проверяем на расстоянии 5.185м (Сечение h=120см) шаг ребер 173см
5.499 ·12.1·5.1852–(115.499 ·5.185^2)2=2070.58кН*м
5.499 ·12.12–(115.499·5.185)=99.91кН*м
70.57 ·100·1008324.73 =2487.26кгсм2
90 ·100·4850(516133.33 3·1)=93.88кгсм2
·3200(4.68 6^2)=4812.5кгсм2
01·(3200(2.1·10^6))^0.5=4.68
3·(1+0.761.441 ^2)·(18564.684 ^2)=1189.78кгсм2
((2487.259 4812.5)^2+(93.88 1189.77 )^2)^0.5=0.521
5.2. Размеры ребер жесткости.
Стенку ГБ укрепляем парными симметричными ребрами. Ширина выступающей части ребра в соответствии с п.7.10 [1]:
Принимаем ширину ребра равной 100 мм.
·100·(3200(2.1·10^6))^0.5=7.81мм
Толщину ребра принимаем равной 8 мм.
5.3. Расчет опорного ребра.
Принимаем высоту выступающей части опорного ребра а=15 см.
При требуемая площадь поперечного сечения опорного ребра определяем из условия прочности ребра на смятие:
001.025=4878.05кгсм2
- сопротивление смятию торцевой поверхности
=1025 – коэффициент надежности по материалу
00кгсм2- временное сопротивление стали разрыву;
8.772 ·1004878.04 =14.32см2
Примем толщину и ширину опорного ребра равными толщине и ширине полки измененного сечения ГБ. Фактическая площадь поперечного сечения опорного ребра:
Участок стенки балки вблизи опоры рассчитывается на устойчивость. Расчет проводится для сечения стенки шириной:
65·1·((2.1·10^6)3200)^0.5=16.65см
(2·25^3)12+(16·1^3)12=2605.5см4
(2605.566)^0.5=6.28см4
За расчетную длину принимаем высоту стенки на опоре. Тогда гибкость:
По табл.72 [1] принимаем коэффициент продольного изгиба: 098
Проверим устойчивость стенки:
8.77 ·100(66·0.96)=1102.86кгсм2Ry= 3200·1=3200кгсм2
- устойчивость стенки обеспечена.
Рассчитаем прикрепление ребра к стенке двусторонними швами.
Сварка полуавтоматическая с применением проволоки Св-08ГА
=105 - коэффициент глубины проплавления шва (по табл.34*[1] для полуавтоматической сварки);
45·5000=2250кгсм2- расчетное сопротивление металла границы сплавления сварного соединения с угловыми швами (по табл.3 [1]);
=09 - коэффициент глубины проплавления шва (по табл.34*[1] для полуавтоматической сварки);
- длина сварного шва;
Rwf= 2200кгсм2 - расчетное сопротивление металла шва сварного соединения с угловыми швами для Э50;
00·1·1·0.9=1980кгсм2
50·1·1·1.05=2362.5кгсм2
- расчетным сечением является сечение по металлу шва.
Площадь шва: где - катет сварного шва.
Из условия прочности по металлу шва:
8.772 ·100(1980)=35.29см2
Условие ограничения длины флангового шва: .
Расчетная длина двустороннего шва: .
Вычислим катет сварных швов:
(35.2915 (170·0.9))^0.5=0.48см
Принимаем катет 8 мм
В соответствии с конструктивными требованиями к сварным соединениям катеты угловых швов для полуавтоматической сварки при толщине более толстого из свариваемых элементов 17-22 мм должны быть не менее 07 см.
Принимаем катет сварного соединения =08 см.
·0.9·0.8=61.2смhw=120см
6. Расчет поясных швов.
Расчет поясных швов ведется на силу сдвига пояса относительно стенки. Сдвигающая сила в сварных балках: где - статический момент пояса относительно нейтральной оси сечения балки.
8.7 5·100·3050210800=1011.03кг
При неподвижной нагрузке двусторонние угловые швы составных двутавровых балок рассчитываются по формулам 133 и 134 [1]:
Высота шва из условия прочности металла шва:
11.032 (2·1980·0.7·1·1)=0.36см
Высота шва из условия прочности металла границы сплавления:
11.03 (2·2250·1·1·1)=0.22см
Принимаем катет сварного соединения =07 см.
7. Расчет узла крепления балки настила.
Длина ребра должна быть больше длины швов крепящих ребро к стенке.
Принимаем высоту шва 6мм тогда необходимая длина швов:
Опорная реакция балки настила Ra=3198.725 кг
98.72 5(2200·1·1·0.7·0.6)=3.46см
- по металлу границы сплавления:
98.7258 (2250·1·1·1·0.6)=2.37см
Длина ребра принимается конструктивно в зависимости от высоты стенки Балки настила
Примем ширину ребра 140мм
·140·(3200(2.1·10^6))^0.5=10.93мм
Для соединения балки настила принимаем ботлы класса точности 4.6
00·0.75·3.14·(22)^2=3532.5кг
). Расрез на смятие
00·0.75·2·0.5=4950кг
Принимаем 2 болта М20 отверстие под болты 23мм
8. Конструирование и расчет монтажного стыка.
Монтажные стыки выполняют при монтаже балки в местах ее членения на отдельные отправочные элементы удовлетворяющие требованиям транспортирования.
Монтажный стык выполняем в среднем отсеке балки на расстоянии 4.59 м от опоры. Определим внутренние усилия в этом сечении.
5.499 ·12.1·4.592–(115.499 ·4.59^2)2=1990.69кН*м
5.4995 ·12.12–(115.4995 ·4.59)=168.63кН
Изгибающий момент воспринимаемый всем сечением балки распределяется между поясами и стенкой пропорционально их жесткости.
Изгибающий момент воспринимаемый стенкой:
90.68 5·144000372314.62 =769.94кН*м
(1·120^3)12=144000см4
момент инерции стенки.
Усилие воспринимаемое поясом ГБ:
(1990.68 –769.9372 )·100·100(120+2)=100061.44кг
7.1. Сварной стык пояса.
Пояса свариваются косым швом назначим угол наклона оси шва к оси пояса 45°.
Q= 100061.440 ·0.707=70743.44кг
743.43 70.72135 =1000.31кгсм2
743.4387 70.72=1000.31кгсм2
Условие прочности стыка: .
((1000.31 ^2+3·1000.31 ^2))^0.5=2000.62кгсм2Rwy*1.15=2720·1.15=3128кгсм2
Rwy=0.85·3200=2720кг*см2
Прочность сварного монтажного стыка пояса ГБ обеспечена
7.2. Болтовой стык пояса.
В болтовом стыке каждый пояс перекрыт тремя накладками с двух сторон а стенка – двумя вертикальными накладками.
Пояса перекрываем одной накладкой размерами 25 х 12 см и двумя накладками размерами 12 х 12 см.
Используются высокопрочные болты d=20 мм из стали марки 30Х2НМФА поверхности накладок обрабатывают пескоструйным аппаратом.
Расчетное усилие воспринимаемое каждой поверхностью трения соединяемых элементов стянутых одним высокопрочным болтом:
где: - расчетное сопротивление растяжению высокопрочного болта в зависимости от наименьшего сопротивления болта разрыву для стали 30Х2НМФА
- коэффициент условий работы соединения для 5-10 болтов
- площадь сечения болта нетто для болта диаметром 20 мм по табл. 62* [1]
- коэффициент трения
- коэффициент надежности при статической нагрузке и разности диаметров отверстий и болтов 1-4 мм по табл.36* [1].
Количество высокопрочных болтов в соединении: где k =2 – количество поверхностей трения соединяемых элементов.
0061.440 (2·11849·1)=4.22
болтов на полунакладке устанавливаемых в отверстия диаметром 22 мм.
При статических нагрузках расчет ослабленного отверстиями сечения полки проводим с учетом того что половина усилия приходящегося на каждый болт в рассматриваемом сечении уже передана силами трения. Площадь отверстий больше чем 015А=015·100=15(см²) поэтому расчет проводим по условной площади сечения
Проводим расчет на прочность под действием усилия
371.719 (118)=299.76кгсм2Ry= 3400·1=3400кгсм2
- прочность сечения ослабленного отверстиями под болты обеспечена.
7.3. Болтовой стык стенки.
Стык стенки перекрывается с двух сторон накладками сечением 40 х 12 см. Используются высокопрочные болты d=20 мм из стали марки 30Х2НМФА поверхности накладок обрабатывают пескоструйным аппаратом. Болты устанавливаются с шагом 15 см в два вертикальных ряда по 20 болтов на полунакладке.
Условие прочности для крайнего горизонтального ряда болтов воспринимающих максимальную нагрузку: .
где m =2 – число вертикальных рядов болтов в полунакладке
5 - расстояние между крайними рядами болтов
- изгибающий момент воспринимаемый стенкой
9.9372 ·100·100=7699372.64кг*см
- плечо пар усилий в равноудаленных от нейтральной оси болтах.
^2+45^2+75^2+105^2 =18900см2
99372.63 ·105(2·18900)=21387.15кг
- расчетное усилие воспринимаемое каждой поверхностью трения соединяемых элементов стянутых одним высокопрочным болтом.
Расчетное усилие удваиваем так как болт стягивает три листа и имеет две поверхности трения.
8.62 ·100(8·2)=1053.93кг
- усилие воспринимаемое одним болтом.
((21387.14 )^2+(1053.933 )^2)^0.5=21413.1кг*см2
8. Уточнение собственного веса главной балки.
Собственный вес стенки:
P=7850·(120100)·(1100)·8.06+7850·(80100)·(1100)·2·2.02=1012.96кг
Собственный вес полок:
P=7850·(25100)·2100·12.1·2=949.85кг
Собственный вес ребер жесткости:
P=2·12.1(200100)·7850·0.1·120·0.01100=113.98кг
Собственный вес ребер крепления втор. балок :
Pж.в.б=2·12.1(0.54)·7850·0.14·0.5·1.2100=295.51кг
Собственный вес опорных ребер:
·7850·(25100)·2100·(80+2+2+1.5)100=67.12кг
Собственный вес главной балки:
P=1012.964+949.85+113.982+295.5088 +67.1175=2439.42кг
Конструирование и расчет колонны.
Рассчитываем среднюю колонну как максимально нагруженную.
Колонна воспринимает нагрузки:
- собственный вес колонны принимаем равным 06 кНм.
2–(61000+(80+2+2)100+1.5100)=8.34м
Реакция от балки передаваемая на колонну:
(25·1.2+0.471·1.05+0.292 ·1.05)·3.7·12.12+24.39 ·1.052=702.3кН
Продольная сила возникающая в сечениях колонны:
·702.304 1+5.2542=1409.86кН
Расчетная длина колонны:
где =1633 – коэффициент расчетной длины.
2. Подбор сечения стержня.
2.1. Подбор сплошного сечения стержня.
Для колонны принимаем сталь С345 с расчетным сопротивлением по пределу текучести =3400 кгссм².
Зададимся гибкостью колонны: λ=80.
По табл. 72 [1] определяем коэффициент продольного изгиба: φ=0686.
Требуемая площадь сечения из условия устойчивости:
09.8634 ·100(3400·0.686·1)=60.45см2
Требуемый радиус инерции сечения:
По найденным значениям площади и радиуса инерции подбираем сплошное сечение колонны. По сортаменту прокатных профилей СТС АСЧМ 20-93 подбираем двутавр №35К1
61922·10014.99=90.86
Коэффициент продольного изгиба: φ=052
Условие устойчивости:
09.863 ·100(139.03·0.52)=1950.14кгсм2Ry= 3400·1=3400кгсм2
выполнено устойчивость колонны обеспечена.
2.2. Подбор сквозного сечения стержня.
Проектируем колонну сквозного сечения из двух ветвей соединенных между собой планками.
Зададимся гибкостью колонны: λ=70. По табл. 72 [1] определяем коэффициент продольного изгиба: φ=0754.
09.863 ·100(3400·0.754)=55см2
Требуемый радиус инерции сечения:
По найденным значениям площади и радиуса инерции подбираем сквозное сечение колонны.
По сортаменту прокатных профилей подбираем два двутавра 35Б1СТО АСЧМ 20-93
61922·10014.51=93.86
По табл.72 [1] принимаем коэффициент продольного изгиба φ=051
09.863 ·100(2·52.68·0.51)=2623.8кгсм23400·1=3400кгcм2
- условие выполнено подобранное сечение удовлетворяет условию устойчивости центрально-сжатого стержня.
Определим размеры сечения соединительных планок. Назначаем поперечные размеры планок:
Гибкость отдельных ветвей на участке между планками не должна быть более 40. Принимаем гибкость . Тогда расстояние в свету между планками:
Ширину колонны в осях примем равной 45 см.
Приведенная гибкость стержня колонны определяется по табл. 7 [1] в зависимости от соотношения:
Ib= 28699см4- момент инерции одной ветви колонны относительно собственной оси у
момент инерции сечения одной планки
b=45 cм – ширина стержня колонны
- расстояние между осями планок.
50·147(45·791.4)=9.29
тогда приведенная гибкость стержня: .
Момент инерции сечения колонны относительно оси у:
·(791.4+52.68·(452)^2)=54921.3cм4
Радиус инерции сечения:
(54921.3(2·52.68))^0.5=22.83cм4
Гибкость колонны относительно свободной оси:
61922·10022.831 =59.65cм
приведенная гибкость:
(59.6512 ^2+30^2)^0.5=66.77cм
Данному значению гибкости соответствует φ=0766 .
Проверим напряжения относительно сквозной оси колонны:
09.863 ·100(2·52.68·0.766)=1746.92кгсм23400·1=3400кгcм2
- устойчивость колонны обеспечена.
3. Расчет соединительных планок.
Окончательно шаг планок применяем 150см
Высоту планки h=30см
Условная поперечная сила:
(7.15·10^(–6))·(2330–(2.1·10^6)3400)·(1409.863 ·1000.766)=2253.45кг
Условная поперечная сила приходящаяся на планку:
Сила срезывающая планку:
26.724 ·15045=3755.75кг
Момент изгибающий планку в ее плоскости:
26.724 ·1502=84504.31кг*см
Планки крепятся к ветвям колонны сварными швами с высотой катета шва с заводкой швов за край планки. Длина шва составляет 30 см что меньше максимально допустимого значения .
Площадь шва по металлу шва и по границе металла сплавления:
Момент сопротивления шва по металлу шва и по границе металла сплавления:
(0.7·0.8·30^2)6=84см3
(1·0.8·30^2)6=120см3
Фактические напряжения в сварном шве:
55.747 16.8=223.56кгсм2
(1006.00 ^2+223.55 ^2)^0.5=1030.54кгсм2 Rwf= 2200кгсм2
- на границе сплавления:
504.314 120=704.2кгсм2
55.747 24=156.49кгсм2
(704.20 ^2+156.489471705414^2)^0.5=721.38кгсм2 Rwz= 2250кгсм2
Фактические суммарные напряжения не должны превышать расчетных сопротивлений по металлу шва и по металлу сплавления:
Прочность швов крепящих планку к ветвям колонны обеспечена.
4. Конструирование и расчет оголовка колонны.
Примем толщину опорной плиты равной 3 см. Плита выступает на 15 мм за контур колонны.
Толщину ребра оголовка определяют из условия сопротивления на смятие под полным опорным давлением:
- длина участка смятия
- опорное давление ГБ
·702.3046 =1404.61кг
04.609 ·100(31·4878.04878048781)=0.93см
Принимаем толщину ребра равной 20 мм.
Необходимая высота швов из условия прочности:
= 1404.609 ·100(2200·1·1·0.7·44.4·2)=1.03см
04.609 ·100(2250·1·1·1·44.4·2)=0.7см
Максимально допустимая высота шва: .
Принимаем катет сварных швов размером 24 мм.
Высоту ребра назначаем из условия прочности швов крепящих ребро к ветвям колонны. Толщина стенки двутавра составляет 7 мм. Так как толщина ребра намного превышает толщину стенки для возможности их сваривания в стенке устраиваем вставку толщиной 12 мм. Тогда максимально допустимая величина высоты шва составит 14 мм минимальная – 8 мм.
Принимаем высоту шва тогда необходимая длина швов:
04.609 ·100(4·2200·1·1·0.7·1.2)=19см
04.60 ·100(4·2250·1·1·1·1.2)=13.01см
Длина шва не должна превышать допустимого значения: 20- условие выполняется.
Принимаем высоту опорного ребра 40 см.
5. Расчет узла сопряжения балок со сплошным стержнем колонны.
N= 70230.5кг- опорная реакция от одной балки
Принимаем катет шва 16мм с глубоким проваром .
Сварные соединения рассчитывают по формуле
3·70230.5(0.7·1.6·2200·1·1)=37.05см
3·70230.5(1·1.6·2250·1·1)=25.36см
Ширину опорного столика принимаем равным ширине опорного ребра
Lшва= (37.05–25)2=6.02см
Принимаем Lшва=10 см
6. Расчет и конструирование базы колонны.
Ширина опорной плиты колонны назначается конструктивно:
где h – высота сечения ветви колонны
а – вылет консольной части плиты.
Фундамент выполнен из бетона класса В15 . Из условия обеспечения прочности бетона фундамента необходимая площадь плиты:
04.60 ·100(86.7)=1620.08см2
Необходимая длина плиты:
Назначаем плиту сечением 60 х 70 см.
Расчетная нагрузка на плиту:
04.609 ·100(60·70)=33.44кгсм2
Условно принимаем для расчета полоску шириной 1 см.
Все выступающие за сечение колонны участки плиты работают как консоли:
Тогда изгибающий момент для участка 1:
(33.4430 ·11.4^2)2=2173.13кгсм2
Изгибающий момент для участка 2:
(33.4430 ·12.5^2)2=2612.74кгсм2
Участок 3 работает как пластина опертая на четыре канта.
а=0.069 табл.6.8 стр.405.(Металлические констр. Горев) при ba=4534.6=1.301
коэффициент по табл.8.6 [3]: α=0059.
(0.069·33.44 ·34.6^2)2=1381.27кгсм2
Требуемая толщина плиты по максимальному моменту:
(6·2612.740 (3400·1))^0.5=2.15см
Принимаем толщину опорной плиты 30 мм.
Толщина планок и траверсы составляет 14 мм. Высота сварного шва 14 см.
Высота траверсы из условия размещения сварных швов крепящих ее к стержню колонны:
- по металлу шва: 1404.609 ·100(4·2200·1·1·0.7·1.4)=16.29см
04.6 ·100(4·2250·1·1·1·1.4)=11.15см
Назначаем высоту траверсы 25 см что меньше предельного значения .
Список используемой литературы.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия Минстрой России.
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов Е.И.Беленя Г.С.Веденников и др.; Под общ. ред. Е.И.Беленя. – 6-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1985. – 560 с.
Металлические конструкции. В 3 т. Т. 1. Элементы стальных конструкций: Учеб.пособие для строит.вузов В.В.Горев Б.Ю.Уваров В.В.Филиппов и др.; Под ред. В.В.Горева. – М.: Высш.шк. 1997. – 527 с.
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов Г.С.Веденников Е.И.Беленя В.С.Игнатьева и др.; Под ред. Г.С.Веденникова – 7-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1998. – 760 с.
Примеры расчета металлических конструкций: Учеб.пособие для техникумов А.П.Мандриков. – 2-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1991. – 431 с.
Расчет стальных конструкций: Справоч.пособие Я.М.Лихтарников В.М.Клыков Д.В.Ладыженский. – Киев: БС 1975. – 351 с.