• RU
  • icon На проверке: 2
Меню

Курсовой проект по металлическим конструкциям в чертежах

  • Добавлен: 29.09.2012
  • Размер: 647 KB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

чертежи, ПЗ

Состав проекта

icon
icon
icon Металлические конструкции.doc
icon мк.dwg

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon Металлические конструкции.doc

План расположения колонн
Отметка настила площадки dН = 75 м.
Минимальная отметка низа балок dБ min = 59 м.
Нагрузка полезная нормативная gН пол = 17 тм.2
Материал балок и колонн – сталь малоуглеродистая.
Состав настила – монолитная железобетонная плита толщиной 10 см. и цементная стяжка толщиной 25 см.
Материал фундаментов – бетон В 125 (М150).
Климатический район – II5
Разработка схемы балочной клетки
Сбор нагрузок на 1 м.2 настила
Расчёт балки настила Б1
Грузовая площадь балки настила Б1 показана на рисунке.
Нагрузка на погонный метр балки:
где нагрузка от собственного веса 1 погонного метра балки принята ориентировочно;
где γf – коэффициент надёжности по нагрузке;
3 Статический расчёт
Максимальный расчётный изгибающий момент (в середине пролёта)
Максимальный нормативный изгибающий момент (в середине пролёта)
Максимальная расчётная поперечная (на опоре)
По таблице 50 СНиП II-23-81* для балок перекрытий работающих при статических нагрузках при отсутствии сварных соединений (группа 3) в условиях климатического района II5 выбираем сталь ВСт3пс6 (ТУ 14-I-3023-80).
Ориентировочно принимаем что толщина полки прокатной балки (двутавра) tf = 11-20 мм.
По таблице 51 СНиП II-23-81* для стали ВСт3пс6 при tf = 11-20 мм. Расчётное сопротивление по пределу текучести Ry = 2450 кгсм.2
В соответствии с формулой 39 СНиП II-23-81* требуемый момент сопротивления
γс – коэффициент условий таботы по табл. 6 СНиП II-23-81*
с1 – коэффициент учитывающий развитие пластических деформаций
и определяемыйпо пункту 5.18 СНиП II-23-81*
В данном случае в месте действия Mmax и в непосредственной близости от него 05 Ry тогда в соответствии с формулой 42 СНиП II-23-81* с1=с где с определяется по табл. 66 СНиП II-23-81* в зависимости от отношения площадей сечений полки (пояса) и стенки Af Aw.
Принимаем ориентировочно Af Aw = 075 тогда с использованием линейной интерполяции с1 = с = 1095.
Наиболее рационально применять тонкостенные высокие “нормальные” двутавры с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83 с буквой “Б” в обозначении (балочные). Во вех случаях критерием для выбора служит минимальная площадь поперечного сечения при выполнении условия WX ≥ WXТР
Принимаем двутавр №50 Б1 (нормальный) с параллельными гранями по ГОСТ 26020-83 с моментом сопротивления WX = 1511 см.3 ≥ WXТР = 1497 см.3
6 Геометрические характеристики сечения
высота стенки hW = h - 2tf = 492 - 2·12 = 468 мм.
расчётная высота стенки hef = hW –2r = 468 - 2·16 = 436 мм.
условная гибкость стенки
Af = tf · b = 12 · 20 = 240 см.2
AW = hW · tW = 468 · 088 = 4118 см.2
Af AW = 2400 4118 = 0583
7 Проверка принятого сечения
а) По прочности (I группа предельных состояний) – по п.5.18 СНиП II-23-81*
в пролёте: условное нормальное напряжение при упругой работе балки с Wey = c1WX
где = 2d h = 02 – минимальная относительная высота упругой зоны соответствующая максимальной остаточной деформации r = 3Ry E допускаемой СНиП II-23-81*
Разница между фактическим весом 1 м. балки (73 кг.) и его значением принятым предварительно (100 кг) составляет поэтому уточнения величины q не производим.
Так как недонапряжение (2%) больше величины (с1–1)100%=11% то балка работает в упругой стадии
На опоре при этажном сопряжении = Qmax AW = 22010 4118 = 534 кгсм.2 RSγc = 1420 кгсм.2
При сопряжении в одном уровне = Qmax 08AW = 22010 08×4118 = 668 кгсм.2 RSγc = 1420 кгсм.2
γс = 10 (табл.6 СНиП II-23-81*)
RS = 058 Ry = 058 × 2450 = 1420 кгсм.2
– коэффициент учитывающий ослабление болтами при сопряжении балок настила и главной балки в
б) Так как то местную устойчивость стенки можно не проверять.
в) Общая устойчивость (I группа предельных состояний) обеспечена настилом (при наличии соответствующих конструктивных элементов связывающих настил с балкой).
г) По деформативности при нормальных условиях эксплуатации (II группа предельных состояний)
где [fl] определяется по таблице 40 СНиП II-23-81*.
Расчёт главной балки Б2
Величину распределённой нагрузки от собственного веса балки ввиду её малости не учитываем.
P = 102 P’ = 102 ql = 102 × 603 × 73 = 4490 т
где коэффициент 102 учитывает собственный вес балки.
Грузовая площадь балки настила Б2 показана на рисунке.
При симметричной нагрузке (в нашем случае)
Проверим величину Mmax. Считаем нагрузку распределённой тогда погонная нагрузка на балку
где 104 – коэффициент учитывающий собственный вес главной балки и балок настила
что близко к более точному значению Mmax.=33675 [тм]
и свидетельствует об отсутствии грубых ошибок при его вычислении.
По таблице 50 СНиП II-23-81* для сварных балок перекрытий работающих при статических нагрузках (группа 2) в условиях климатического района II5 выбираем сталь ВСт3пс6 (ТУ 14-I-3023-80).
По таблице 51 СНиП II-23-81* для стали ВСт3пс6-1 при tf = 11-20 мм. Расчётное сопротивление материала пояса по пределу текучести Ry = 2350 кгсм.2
5 Подбор основного сечения
В начале в учебных целях расчёт производим без учёта пластических деформаций
а) Требуемый момент сопротивления сечения
б) Задаёмся гибкостью стенки
в) Оптимальная высота балки (при которой площадь сечения будет минимальной)
В нашем случае для балки переменного сечения оптимальная высота
(при которой объём балки будет минимальным)
hОПТ 095 h’ОПТ = 095 × 1405 = 1335 см.
Минимальная высота балки (при которой балка отвечает требованиям жёсткости при полном использовании прочностных свойств материала)
где - по таблице 40 СНиП II-23-81*
Максимальная высота (при которой отметка низа балки dб = dб min при этажном сопряжении главных балок и балок настила
hmaxэтажн = hcтр. max – (tст + tпл + hБ1) = 160 – 25 – 10 – 492 = 983 см.
hcтр. max = dH – dБ min = 75 – 59 = 16 м. – максимальная строительная высота перекрытия
Т. к. hmaxэтажн hОПТ принимаем сопряжение в одном уровне.
hmaxодн.ур. = hmaxэтажн + hБ1 = 983 + 492 = 1475 см.
hmaxодн.ур. = 1475 см. > hОПТ = 1335 см.
Принимаем hБ hОПТ = 134 см.
При этом hmin hБ hmaxодн.ур.
Высота стенки hW 098 hБ = 098 × 134 = 131 см.
Принимаем hW = 130 см. – кратно модулю 5 см.
(Малое значение модуля обусловлено учебными целями).
г) Толщина стенки с учётом принятой гибкости
По условиям коррозионной стойкости tW ≥ 06 см.
По условию прочности в опорном сечении при работе на сдвиг
где RS = 058 Ry = 058 × 2350 = 1360 кгсм.2
Принимаем стенку из прокатной широкополосной стали по ГОСТ 82-70*
(ближайший размер по сортаменту к величине tW = 10 мм. найденной из условия сохранения предварительно принятой гибкости λW = 130 при выполнении условий коррозионной стойкости и прочности.)
д) Требуемая площадь пояса
Проверяем найденное значение
Сечение пояса принимаем по ГОСТ 82-70*
Необходимо соблюсти следующие требования:
(2) При изменении сечения по ширине
(3) При изменении сечения по ширине
(5) Величина tf должна соответствовать предварительно выбранному диапазону толщин (11-20 мм.)
Назначаем tf = 20 мм. тогда
Принимаем bf = 45 мм. > bfТР (ближайший больший размер по сортаменту из ГОСТ 82-70*).
При этом удовлетворяются все вышеуказанные условия:
bf = 45 см. ≥ 300 см.
(4) tf = 20 см. ≤ 3tW = 3×10 = 30 см.2
(5) Величина tf соответствует предварительно выбранному диапазону толщин (11-20 мм.)
Окончательные размеры основного сечения
hW = 130 см. tW = 10 см.
bf = 45 см. tf = 20 см.
е) Геометрические характеристики основного сечения
hБ = hW + 2tf = 130 + 2 × 20 = 134 см.
Af = 900 см.2 AW = 1300 см.2 A = 2Af + AW = 3100 см.2
где Ry – принимается для материала пояса.
Момент инерции стенки
Момент инерции поясов
где z = 05 hW + 05 tf = 05 (130 + 2) = 660 см.2
Момент инерции основного сечения IX = IW + 2If = 183000 + 784000 = 967000 см.4
Момент сопротивления основного сечения
6 Назначение размеров изменённого сечения. Таблица геометрических характеристик.
В нашем случае ширина изменённого сечения
b’f = (05 – 06) bf = (05 – 06) 450 = 225 — 270 мм.
Принимаем b’f = 250 мм.
Окончательные размеры изменённого сечения
hW = 130 см. tW = 10 см. bf = 25 см. tf = 20 см.
Геометрические характеристики изменённого сечения
A’f = 500 см.2 AW = 1300 см.2
A’ = 2A’f + AW = 2300 см.2
Статический момент пояса
Статический момент половины сечения
IW = 183000 см.4; 2I’f = 2 A’f × z2 = 2 × 500 × 662 = 436000 см.4
Момент инерции изменённого сечения
I’X = IW + 2I’f = 183000 + 436000 = 619000 см.4
Момент сопротивления изменённого сечения
7 Определение места изменения изменения сечения.
Предельный изгибающий момент для изменённого сечения в месте стыкового шва пояса
[M] = Rwy × W’X = 2350 × 9240 = 217 × 105 кг×см = 217 тм
где Rwy – расчётное сопротивление сварного стыкового шва сжатию растяжению изгибу по пределу текучести. Используем полуавтоматическую сварку и физические методы контроля качества шва тогда Rwy = Ry = 2350 кгсм2
На эпюре изгибающих моментов определяем что сечения с изгибающим моментом равным 217 тм находятся в I и V отсеках. Найдём положение этих сечений относительно опор A и B (XЛЕВ и ХПРАВ).
Уравнение изгибающего момента для I отсека
MII = (RA – 05 P) XЛЕВ = [M]
XЛЕВ = [M] 2 P = 217 2 × 449 240 м. = ХПРАВ (для симметричной нагрузки)
Убедимся что эти сечения отстоят от ближайших рёбер (границ отсеков) на меньше чем на 10tW
– 24 = 01 м. ≥ 01 м. = 10tW. Условие выполнено.
8 Проверки принятых сечений.
8.1 По I-й группе предельных состояний
а) Проверка прочности основного сечения по нормальным напряжениям
в месте действия максимального момента
б) Проверка прочности изменённого сечения по касательным напряжениям на опоре
в) Проверка прочности изменённого сечения по приведённым напряжениям в месте изменения сечения
здесь и определяются соответственно по M и Q в месте изменения сечения
коэффициент 115 учитывает развитие пластических деформаций
г) Проверка общей устойчивости балки
Проверяем условие (37) СНиП II-23-81* п.5.16 для участка главной балки между балками настила
где для нашего случая
lef = a = 250 b = b’f = 25 t = tf = 2 h = 2z = 2 × 66 = 132
Ry – расчётное сопротивление для материала пояса
8.1 По II-й группе предельных состояний по деформативности при нормальных условиях эксплуатации
здесь 09 – коэффициент учитывающий уменьшение жёсткости балки вследствие перемены сечения.
9 Проверки местной устойчивости
9.1 Проверка местной устойчивости пояса
По п.7.24 СНиП II-23-81* местная устойчивость стенки обеспечена если
где bef – величина неокаймлённого свеса
устойчивость пояса обеспечена.
9.2 Проверка местной устойчивости стенки
а) Расстановка рёбер жесткости (п.7.10 СНиП II-23-81*)
Предусматриваем парные поперечные (вертикальные) рёбра в местах опирания балок настила и на опорах. При этом расстояния между ними «а» не должны превышать
hef при >32 и 25hef при ≤ 32
В нашем случае при = 435 > 32 расстояние а = 200 см. 2hef = 2 × 130 = 260 см.
б) Определение размеров промежуточных рёбер (п.7.10 СНиП II-23-81*)
Принимаем bh = 90 мм. > bhТР (кратно 5 мм.)
Требуемая толщина ребра
Тогда bhtS = 90 × 7 мм.
При сопряжении в одном уровне (в нашем случае) минимальные размеры ребра:
bh = 110 мм. ts = 10 мм.
Принимаем bh × ts = 110 × 10 мм.
в) Проверка местной устойчивости стенки (п.7.1 7.4 7.6 СНиП II-23-81*)
Проверка выполняется по формуле
По таблице 6 СНиП II-23-81*
γС = 1 где Q – среднее значение поперечной силы на расчётной длине отсека lОТСР.
При расчётная длина lОТСР = hef (в пределах наиболее напряжённого участка отсека)
При расчётная длина lОТСР = а
(или ) – Максимальное нормальное сжимающее напряжение в стенке в
случае постоянного сечения балки в пределах проверяемого отсека
где M – среднее значение момента на расчётной длине отсека lОТСР.
– Максимальное нормальное сжимающее напряжение в стенке в случае когда балка
меняет сечение в пределах отсека.(в целях упрощения расчёта и в запас).
где M – момент в месте изменения сечения.
Критические напряжения СЧ и СЧ определяются в соответствии с п. 7.4 СНиП II-23-81*
Проверка устойчивости в I отсеке
В нашем случае в I отсеке балка меняет сечение.
В месте изменения сечения максимальное нормальное напряжение в стенке
Среднее касательное напряжение
Вычислим критические напряжения для I отсека
По формуле 75 СНиП II-23-81*
где сСЧ принимается по таблице 21 СНиП II-23-81* и меняется от 300 до 355. Для упрощения расчёта и в запас можно принять сСЧ = 30
По формуле 76 СНиП II-23-81*
Здесь – отношение большей стороны отсека к меньшей в данном случае
где d = меньшая из сторон отсека (в данном случае d = hw = 130 см.)
Проверяем устойчивость по формуле 74 СНиП II-23-81*
Местная устойчивость стенки в I отсеке обеспечена.
Проверка устойчивости во II отсеке
Т.к. в нашем примере сечение балки в I отсеке постоянно то M и Q должны быть вычислены на расстоянии х1 = 2а - hw2 = 5 – 132 = 435 м.
Так как рассчитываемый отсек имеет теже размеры что и отсек I считаем что критические напряжения имеют те же значения.
Местная устойчивость стенки во II отсеке обеспечена.
Устойчивость стенки в этом отсеке обеспечена т.к. значение будет близким к значению для II отсека а величина будет меньше.
10 Расчёт поясных швов
Расчёт производится согласно пункту 11.16 СНиП II-23-81* по формулам:
- по границе сплавления
В нашем случае: по пункту 12.8 СНиП II-23-81* катет шва Kf ≤ 12 tW = 12 × 10 = 12 см.
По табл.38 СНиП II-23-81* Kf ≥ 6 мм. при 17 мм. tf = 20 мм. 22 мм.
Принимаем минимальное возможное значение Kf = 6 мм.
По табл.34 СНиП II-23-81* для автоматической сварки в «лодочку» при диаметре проволоки d=14–2 мм.
и для катета шва Kf = 6 мм.
коэффициенты учитывающие форму поперечного сечения шва f = 09 Z = 105
В соответствии с пунктом 11.2 СНиП II-23-81* коэффициенты условий работы шва γwf = γwz = 100.
Принимаем материалы для сварки по таблице 55 СНиП II-23-81* : для района II5 2-й группы конструкций и стали В Ст 3 пс – флюс АН-348-А (по ГОСТ 9087-81)
и сварочную проволоку СВ-08А (по ГОСТ 2246-70*).
По таблице 3 СНиП II-23-81* расчётное сопротивление углового шва срезу по металлу шва
где нормативное сопротивление металла шва по временному сопротивлению Rwun принимается по таблице 4 СНиП II-23-81* а коэффициент надёжности по материалу шва γwm определяется по таблице 3 СНиП II-23-81* (примечание 3)
Расчётное сопротивление по металлу границы сплавления
Rwz = 045 Run = 045 × 3600 = 1620 кгсм2 (по таблице 3 СНиП II-23-81*)
где временное сопротивление стали Run принимается по таблице 31 СНиП II-23-81* для более толстого листа т.к. его прочность меньше.
В соответствии с пунктом 11.2 СНиП II-23-81* проверим условие
Условие (*) выполняется следовательно материалы для сварки подобраны правильно.
Проверим прочность по металлу шва.
где сдвигающее усилие на единицу длины
Таким образом прочность по металлу шва обеспечена.
Учитывая выполнение условия (*) и положительный результат проверки прочности по металлу шва можно сделать вывод что при γwf = γwz = 1 расчёт прочности по металлу границы сплавления даст заведомо положительный результат.
11 Расчёт опорных рёбер
11.1 Конструкция рёбер на опорах А и Б.
11.2 Определение размеров опорных рёбер из условия прочности на смятие.
Требуемая ширина ребра bр на опоре по оси «А»
Принимаем bp = 120 мм. (кратно 5 мм.). Длина площадки смятия ребра
Требуемая толщина этого же ребра из условия прочности на смятие
Здесь Rp – расчётное сопротивление смятию торцевой поверхности при наличии пригонки. По таблице I СНиП II-23-81* где Run – временное сопротивление стали разрыву принимаемое по таблице 51 СНиП II-23-81* а γm – коэффициент надёжности по материалу определяемый по таблице 2 СНиП II-23-81*. В нашем случае
Принимаем tp = 16 см. > tpтр (по сортаменту широкополосной универсальной стали – см. п. 5.5 (д)
Назначаем для ребра по оси Б такую же толщину tp = 16 см. а ширину bp = bf’ = 25 см. тогда площадь смятия для ребра по оси Б будет больше чем по оси А и прочность на смятие будет заведомо обеспечена.
11.3 Расчёт опорных рёбер на устойчивость в плоскости перпендикулярной стенке.
В расчётное сечение условной стойки включается сечение ребра и часть стенки шириной 2S на опоре по оси А и S на опоре по оси Б. На разрезах I-I и II-II расчётные сечения выделены штриховкой
Проверяем устойчивость ребра по оси Б т.к. в этом случае расчётное сечение имеет меньшую площадь. Расчётная схема условной стойки
A = S × tw + bf’ × tp = 194 ×1 + 25 × 16 = 594 см.2
φ 0956 (по табл. 72 СНиП II-23-81*)
11.4 Расчёт сварного шва соединяющего спарное ребро по оси Б со стенкой
По таблице 34 СНиП II-23-81* принимаем полуавтоматическую сварку в углекислом газе проволокой диаметром d 14 мм. при нижнем положении шва тогда коэффициенты учитывающие форму поперечного сечения шва f = 07 Z = 100.
По таблице 55 СНиП II-23-81* для района II5 2-й группы конструкций и стали В Ст 3 пс принимаем
сварочную проволоку СВ-08Г2С по ГОСТ 2246-70*.
где временное сопротивление стали Run принимается по таблице 31 СНиП II-23-81* (для стали В Ст 3 пс6-1 по ТУ 14-1-3023-80 при толщине листа (11-20 мм.).
Учитывая выполнение условия (*) а также то что γwf = γwz = 100 требуемую высоту катета шва Kf следует определять по величине Rwf
Принимаем Kf = 08 cм. > Kfтр = 0775 cм.
При этом Kf = 8 мм. > Kfmin = 5 мм. по табл. 38 СНиП II-23-81* при tp = 16 мм
и Kf Kfmax = tw × 12 = 12 мм. по п. 12.8 СНиП II-23-81*.
12 Расчёт монтажного стыка на высокопрочных болтах
При определении места стыка следует исходить из предположения что по условиям транспортировки балка должна быть разделена на две отправочных марки так чтобы разница их длин была минимальной. Тогда местоположение стыка определится по несущей способности сечения ослабленного отверстиями под болты.
12.2 Предварительная разработка конструкции
При высоте балки hБ = 09 + 16 м. рекомендуется применять следующие диаметры высокопрочных болтов dВ: 16 20 24 мм. Площади сечений нетто этих болтов Abn этих болтов соответственно равны 157; 245; 352 см.2 по таблице 62 СНиП II-23-81*. Принимаем предварительно dВ = 20 мм. Диаметр отверстия под болт d = db + 3 мм. = 20 + 3 = 23 мм.
Из конструкторских соображений и унификации толщина каждой из двух накладок для стенки tн принимается равной толщине стенки tw. Размеры накладок по ширине и длине должны быть минимальными. Размещение болтов производится с учётом допустимых минимальных и максимальных расстояниё между центрами болтов и от центра болта до края элемента в соответствии с таблицей 39 СНиП II-23-81*. 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. Число вертикальных рядов в стенке по одну сторону от стыка n = 2 минимальное расстояние между ними 25d = 25 × 23 = 575 60 мм.; расстояние от края стенки или накладки до ближайшего ряда 13d = 13 × 23 = 299 30 мм. Шаг болтов по вертикали обычно составляет (4 +6)d = (4 +6)23 = 92 +138 мм.; принимаем его равным 100 мм. (кратным 10 мм.). При этом расстояние «с» между крайним болтом в вертикальном ряду и внутренней гранью пояса должно находиться в пределах от 60 до 120 мм.
В нашем случае «с» = 100 мм.
Толщина накладок в поясе должна быть больше 05 tf . Расстояние между внутренними накладками d1 ≥ 40 мм. Площадь сечения накладок должна быть не меньше площади пояса.
Для пояса следует принять четырёхрядное расположение болтов а если четере ряда не размещаются в соответствии с требованиями таблицы 39 СНиП II-23-81* (В случае узкого пояса) – шахматное или двухрядное. Принимаем четырёхрядное расположение болтов.
12.3 Определение места стыка
Момент инерции ослаблений ( отверстиями) сечения пояса
Ifосл = Afосл × z2 = 4 d tf z2 = 4 23 20 6602 = 802 103 см.4
То же сечения стенки
Размеры li показаны на рисунке.
Момент инерции ослаблений всего сечения
Момент инерции сечения с учётом ослаблений (нетто)
In = Ix – IОСЛ = (967 – 193) 103 = 774 103 см4
то в соответствии с п. 11.14 СНиП II-23-81* условный момент инерции сечения нетто
условный момент сопротивления
Предельный изгибающий момент в месте монтажного стыка
[M] = WC Ry = 13630*2350 = 320*105 кг*см = 320 тм
По эпюре изгибающих моментов определяем что сечения с изгибающим моментом равным предельному (320 тм) находятся во II и IV отсеках. Принимаем что стык будет во II отсеке. Из уравнения MII для II отсека определим положение стыка (XСТ)
Расстояние от оси стыка до ближайшего поперечного ребра жесткости должно быть не менее 05 м. В противном случае следует уменьшить величину xст . У нас: 50 – 463 = 037 м. 05 м.
Окончательно принимаем стык на расстоянии xст = 05 м. от левой опоры.
Внутренние усилия в месте стыка
Q x = 450 = 449 [тс]
12.4 Расчёт стыка стенки
Момент воспринимаемый стенкой
Iwm = Iw - IwОСЛ = (183 – 329) 103 = 1501 * 103 см4 - момент инерции стенки с учётом ослаблений (нетто).
Поперечная сила воспринимаемая стенкой
QW = QX = 45 = 446 тс
Усилие приходящееся на крайний болт вертикального ряда от момента MW
То же от поперечной силы QW
где m – число болтов в вертикальном ряду.
Суммарное усилие приходящееся на крайний болт вертикального ряда
Предельное усилие многоболтового соединения приходящееся на один болт в соответствии с п.11.13 СНиП II-23-81*.
Rbun – наименьшее временное сопротивление материала болта разрыву. По таблице 61 СНиП II-23-81* можно принять одну из следующих трёх марок стали для высопрочных болтов: 40Х «Селект» 38Х «Селект» и 30ХЗМФ с величиной Rbun равной 11000. 13000 и 15500 кгсм2 соответственно.
Примем пока для нашего примера наименее прочную (и более дешёвую) сталь 40Х “Селект”.
nтр = 2 – количество плоскостей трения;
γb = 10 – коэффициент условия работы соединения при количестве болтов больше 10 (п.11.13)
– коэффициент трения принимаемый по таблице 36 СНиП II-23-81* в зависимости от способа обработки соединяемых поверхностей и равный 05; 042; 035 и 025 при газопламенном способе очистке стальными щётками и безо всякой обработки соответственно.
γС = 10 – коэффициент условия работы балки в месте стыка на высокопрочных болтах (таблица 6 примечание 6 СНиП II-23-81*
γh = 112 – коэффициент надёжности при газопламенном способе обработки и при регулировании натяжения болтов по моменту закручивания (таблица 36 СНиП II-23-81*)
Прочность соединения стенки обеспечена.
12.5 Расчёт стыка пояса
(а) Определение числа болтов в стыке пояса.
Момент воспринимаемый поясами
Mf = MX = 45 – MW = 320 – 620 = 258 тм
Продольное усилие в поясе
Требуемое число болтов (по одну сторону от оси стыка)
Принимаем 14 болтов (чётное число большее чем nbтр)
(б) Проверка прочности накладок.
Пусть толщина накладок в поясе tH = 12 мм. > 05 tf = 05 20 = 10 мм.
Ширина наружной накладки bH = bf = 450 мм.
Ширина внутренней накладки b’H должна быть не больше чем 05 (bf – 40) = 05 (450 – 40) = 205 мм.
Принимаем b’H = 200 мм. (кратно 10 мм.) тогда d1 = bH – 2 b’H = 450 – 2*200 = 50 мм. > 40 мм.
Площадь сечения накладок
AН = tH (bH + b’H) = 12 (45 + 2*20) = 102 см.2 > Af = tf bf = 20 * 45 = 90 см.2
Прочность накладок накладок обеспечена.
Окончательно принятая конструкция монтажного стыка показана на рисунке.
Конструкция и расчёт прикрепления балки настила к главной балки
Принимает по таблице 57 СНиП II-23-81* что балке настила присоединяется ребру главной балки на болтах грубой точности класса 46.
Пусть диаметр болтов dв = 22 мм. диаметр отверстия d = dв + 3 = 22 + 3 25 мм.
Расчётное усилие которое может быть воспринято одним болтом на срез по формуле 127 СНиП II-23-81*.
NbS = RbS γb Ab nS = 1500 * 09 * 380 * 1 = 5130 кг
RbS – расчётное сопротивление болтового соединения срезу по таблице 58 СНиП II-23-81*
γb – коэффициент условий работы соединения в расчётах на срез согласно поз.I таблице 35 СНиП II-23-81*
- Площадь сечения стержня болта брутто
nS – число расчётных срезов одного болта.
Расчётное усилие которое может быть воспринято одним болтом при работе соединения на смятие по формуле 128 СНиП II-23-81*
Nbp = RbP γb db Σtmin = 3550 * 09 * 220 * 076 = 5340 кг
Rbp – расчётное сопротивление болтового соединения смятию по таблице 59 СНиП II-23-81*
γb – коэффициент условий работы соединения в расчётах на смятию согласно поз.I таблице 35 СНиП II-23-81* при выполнении требований размещения болтов по таблице 39 СНиП II-23-81* т.е. при расстоянии вдоль усилия от края элемента до центра ближайшего отверстия a ≥ 2d = 2 * 25 = 50 мм. и расстоянии между центрами отверстий. b ≥ 25 d = 25 * 25 = 625 мм. Если а = 15 d и b = 2d то γb = 09 * 085 = 0765 в соответствии с поз. 1 и 2 табл.35 мм. СНиП II-23-81*. При 15d a 2d и 2d a 25d величина коэффициента определяется линейной интерполяцией согласно примечанию 2 таблице 35 СНиП II-23-81*.
Σtmin – наименьшая суммарная величина элементов сминаемых в одном направлении.
В нашем случае Σtmin = tW = 076 см. tS = 10 см. где tW и tS – толщина стенки балки настила и промежуточного ребра главной балки соответственно.
R – величина опорной реакции балки настила
– коэффициент учитывающий влияние защемления в соединениях
Nmin – меньшее значение из величин NbS и Nbp .
Принимаем 5 болтов. Конструкция соединения показана на рисунке. Так как значения a и b соответствуют требованиям табл. 39 СНиП II-23-81* корректировать значение γb при определении Nвр не требуется.
Приближённую проверку стенки балки настила на срез по ослабленному отверстиями и вырезами сечению мы уже производили в п.4.7. Выполним её более точно.
Аn = (450 – 2 * 35 – 5 * d) tW = (380 – 5 * 25) * 076 = 255 * 076 = 194 см.2
1 Расчётная схема определение нагрузки статический расчёт
Нагрузка на колонну N может быть определена как сумма опорных давлений главных балок опирающихся на колонну К1. В нашем случае N = 2 * RБ * 1005 = 2 * 11225 * 1005 = 2256 т.
где 1005 – коэффициент учитывающий вес колонны. Проверим (приближённо) значение N определяя нагрузку через грузовую площадь.
где 104 – коэффициент учитывающий вес балок и колонны g – расчётная нагрузка на 1 м.2.
Определим отметку верха колонны. В нашем случае при сопряжении балок в одном уровне.
dв.к. = dH – (tстяжки – tЖБ плиты – hгл балки + 0015) = 75 – (0025 + 01 + 134 + 0015) = 602 м.
Здесь dН – отметка настила (пола) площадки .
tстяжки и tЖБ плиты – принятые ранее толщины стяжки и железобетонной плиты
hгл балки – высота сечения главной балки
15 – величина выступа опорного ребра главной балки.
Длина колонны lК = dВК – dНК = 602 – (-04) = 642 м.
где dНК – отметка низа колонны.
Ориентировочно можно принять dНК = -04 м. (это отметка должна быть уточнена при конструировании)
Расчётная схема колонны представлена при конструировании.
Расчётные длины относительно обеих главных осей
lX = lY = lef = lК = 1 * 642 = 642 м.
2 Подбор сечения и проверка устойчивости колонны
2.1 Определение сечения ветвей.
Принимаем сквозную колонну из двух прокатных швеллеров соединённых планками
Марку стали назначаем по таблице 50 СНиП II-23-81*. Колонна относится к 3-й группе конструкций. Принимаем сталь В Ст3пс6 по ТУ 14-1-3023-80. По табл.51 СНиП II-23-81* для фасонного проката из выбранной стали при толщине 4-20 мм. Ry = 2450 кгсм2. Т.к. ослабления в колонне отсутствуют (An = A) расчёт на прочность по формуле 5 СНиП II-23-81* не требуется; определяющим является расчёт на устойчивость по п.5.3 СНиП II-23-81*.
Находим сечения ветвей из расчёта на устойчивость относительно материальной оси х-х.
Задаёмся гибкостью λХ3 = 60 (λХ3 = 50 – 80) тогда φХ3 = 0805 по таблице 72 СНиП II-23-81*. Требуемая площадь сечения одного швеллера (одной ветви)
Здесь γС = 10 по таблице 6 СНиП II-23-81*.
Требуемый радиус инерции
По сортаменту (ГОСТ 8240-89) принимаем швеллер №40:
AВ = 615 см.2 ix = 157 см. bf = 115 см. Iy1 = 642 см.4 iy1 = 323 см.4 z0 = 275 см. tw = 08 см. tf = 135 см.
2.2 Проверка устойчивости колонны относительно материальной оси х-х
где 120 – предельное значение гибкости опрелеляемое по таблице 19 СНиП II-23-81*. По таблице 72 СНиП II-23-81* находим φХ = 0894 . Значение φ можно также определить по формуле в соответствии с пунктом 5.3 СНиП II-23-81*.
2.3 Установление расстояния между ветвями
В основу расчёта положено требование равноустойчивости λХ = λef где λef – приведённая гибкость колонны относительно свободной оси у-у
По таблице 7 СНиП II-23-81*. отсюда (*)
где λв ≤ 40 – гибкость ветви относительно оси у-у. При этом должно соблюдаться условие λВ ≤ λу т.к. в противном случае возможна потеря устойчивости колонны в целом. Отсюда и из выражения (*) следует что
Принимаем λв = 20 40 тогда
Требуемый радиус инерции
Требуемое расстояние между центрами тяжести ветвей
Требуемая ширина колонны bкТР = cТР + 2z0 = 3582 + 2 * 275 = 4132 см.
Проверим полученный результат определив bкТР по приближённой формуле
здесь α – коэффициент зависящий от формы сечения
Принимаем bк = 42 см. (больше bкТР и кратно 1 см.)
Зазор между ветвями d не должен быть менее 100 см.
d = bк - 2 bf = 420 – 2*115 = 190 см. > 100 см.
с = bк – 2z0 = 420 – 2 * 275 = 365 мм.
2.4 Проверка устойчивости колонны относительно свободной оси у-у
Приведённая гибкость относительно свободной оси у-у
При этом λef λx следовательно устойчивость относительно оси у-у можно не проверять т.к. φy > φX .
(φy = 0895 определён по таблице 72 СНиП II-23-81* по гибкости λef .
3 Расчёт соединительных планок
3.1 Установление размеров планок
a = (05 – 075) bК = (05 – 075) 42 = 21 – 315 см.
Принимаем a = 25 см.
Длина планки bS принимается такой чтобы края планки заходили на полки швеллера на 30 – 40 мм.
bS = d + 2*4 = 19 + 8 = 27 см.
Чтобы избежать выпучивания должны быть удовлетворены условия:
Принимаем t = 1 см. тогда
Формула использованная выше для определения λef справедлива если выполняется условие
(таблица 7 СНиП II-23-81*).
Требуемое расстояние между планками в свету вычислим по принятой ранее гибкости ветви λВ:
lBТР = λВ iy1 = 20 * 323 = 646 см.
Окончательное расстояние между планками устанавливается при конструировании стержня колонны оно должно быть равно или меньше lBТР.
Требуемое расстояние между осями планок lТР = lBТР + а = 646 + 25 = 896 см.
3.2 Определение усилий в планках
Планки рассчитываются на условную фиктивную поперечную нагрузку
(п.5.8 СНиП II-23-81*)
Здесь – коэффициент принимаемый равным меньшему из двух значений
и где φmin – меньший из коэффициентов φX и φy.
В нашем случае (φх = 0894; φy = 0895)
Таким образом = 0964
Поперечная сила действующая в одной плоскости планок
Сила срезывающая одну планку
Момент изгибающий планку в её плоскости
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 Kf = 8 мм. t с заводкой швов за торец на 20 мм.
По таблице 55 СНиП II-23-81* принимаем для района II5 и стали В Ст 3 пс6 электроды марки Э42 (ГОСТ 9467-75)
Определяем величины необходимы для расчёта.
f = 07 Z = 100 (по таблице 34 СНиП II-23-81*)
γwf = γwz = 100 (в соответствии с пунктом 11.2 СНиП II-23-81*) - коэффициенты условий работы шва.
(по таблице 56 СНиП II-23-81)
Rwz = 045 Run = 045 × 3700 = 1665 кгсм2 (по таблице 3 СНиП II-23-81*)
где временное сопротивление стали Run принимается по таблице 31 СНиП II-23-81*
(для стали В Ст 3 пс6 по ТУ 14-1-3023-80 при толщине листа (11-20 мм.).
Учитывая выполнение условия (*) расчёт следует выполнять только по металлу шва.
Напряжения в шве (в расчёте учитываются только вертикальные швы)
Условие прочности шва:
Уменьшаем Kf до 5 мм. тогда
Окончательно принимаем Kf = 5 мм. Прочность самих планок заведомо обеспечена т.к. толщина толщина планки превышает величину Kf . Используем определённые здесь характеристики швов для расчёта базы и оголовка.
4.1 Определение размеров плиты в плане
Сначала необходимо определить расчётное сопротивление смятию бетона фундамента RФ = Rc
AФ – площадь верхнего обреза фундамента
Aпл – площадь плиты (в начале расчёта можно приближённо принять = 12)
Rc – призменная прочность (для бетона М150 Rс = 70 кгсм.2)
Таким образом Rф = 12 * 70 = 84 кгсм.2
Требуемая площадь плиты:
Ширина плиты принимается конструктивно (на рисунке):
Bпл = hк + 2tтрав + 2с = 40 + 2*10 + 2*50 = 520 см.
Требуемая длина плиты
Требуемая длина плиты из конструктивных соображений
где величина «а» принимается от 100 до 120 мм. для размещния «плавающей» шайбы под гайки фундаментных болтов. Принимаем Lпл = 62 см.
4.2 Определение толщины плиты
Плита работает как пластина опёртая на траверсы и торец стержня и нагруженная равномерно-распределённым (условно) реактивным давлением фундамента
Определим максимальные моменты для отдельных участков плиты (для полосы шириной 1 см.)
I участок (Плита работает как пластина опёртая по контуру)
где α = 0052– коэффициент зависящий от отношения более длинной стороны участка «а» к более короткой «b». В данном случае ab = 4240 = 105
II участок (Плита работает как консоль)
В данном случае a1b1 = 1040 = 025 05 т.е. плита работает как консоль вылетом a1 .
a1 - закреплённая сторона участка
b1 - незакреплённая сторона участка «b1».
III участок (Плита работает как консоль)
c - незакреплённая сторона участка
Принимаем для плиты по таблице 50 СНиП II-23-81* сталь ВСт3кп2 (ГОСТ 380-71*).
По табл.51 СНиП II-23-81* для листового проката из выбранной стали при толщине 21-40 мм. Ry = 2100 кгсм2. Требуемая толщина плиты:
Так как толщина превышает 4 см. введём дополнительное ребро на участке I.
Рассмотрим участок Iа:
Iа участок (Плита работает как пластина опёртая по контуру)
где α = 0098– коэффициент зависящий от отношения более длинной стороны участка «аа» к более короткой «bа». В данном случае aаbа = 4021 = 190
Требуемая толщина плиты:
Принимаем tПЛ = 30 мм. > tПЛтр (ближайший больший стандартный размер)
Требуемая высота траверсы определяется необходимой длиной каждого из четырёх швов соединяющих её с ветвями колонны. При Kf = 10 см. 12 tтрав = 12 * 10 = 12 см.
Принимаем - кратно 1 см. и не меньше
Приближённую проверку траверсы по прочности можно не производить.
4.4 Расчёт дополнительного ребра
Принимаем толщину дополнительного ребра tp = 10 см.
Нагрузка на дополнительное ребро:
Принимаем высоту катета Kf = 10 см. (такую же как для приварки траверс).
Из условия прочности швов:
Из условия прочности ребра на срез:
hp tp = 22 10 = 22 30
во избежание выпучивания
lp tp = hk tp = 400 10 = 40
Конструктивно принимаем что t’пл = 20 см. и Kf = 10 (то же значение что и для траверс). Высота диафрагмы из 3 условия прочности сварных швов
Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности торца на смятие
Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности на срез
Принимаем - не меньше
Толщина планок к которым крепится диафрагма:
tпл ≥ 05 tg = 12 мм.
Принятая конструкция показана на рисунке.
Список использованной литературы
«Рабочая площадка промышленного здания»: методические указания к выполнению курсовой работы
для студентов специальности 1202 «Промышленное и гражданское строительство» -
И. А. Мизюмский Л. И. Горданов Б. С. Лапшин - Ленинград 1987.
СНиП II-23-81* «Стальные конструкции. Нормы проектирования.» Москва: Стройиздат 1985.
СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» Москва: Стройиздат 1989.

icon мк.dwg

мк.dwg
Главная балка Б2 М1:50
Монтажный стык М1:10
Монтажная схема рабочей площадки М1:200
Отправочная марка Б2б
Отправочная марка Б2а
Отправочная марка Б2а М1:25
Материалы конструкций:
а) всех - сталь ВСтЗпс6 (Ту 14-1-3023-80);
б) плиты баз колонн - сталь ВСтЗкс2 (ГОСТ 360-71).
а) катеты 4 мм кроме обозначенных;
б) сварной шов в месте изменения сечения балки Б2
выполнять с использованием физических методов
Селект" (ГОСТ 4543-71);
в) высокопрочные болты М20 (ГОСТ 222353-7) из стали 38ХС
б) болты регулировать по моменту закручивания;
а) очистка поверхностей трения газопламенным способом;
г) отверстия принять о 24 мм.
Монтаж остальных конструкций производить на
класс точности - С (ГОСТ 1759-70)
Отверстия принять о 25 мм.
Условные обозначения:
болт грубой точности
стыковой шов видимый
промышленного здания

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 23 часа 5 минут
up Наверх