• RU
  • icon На проверке: 18
Меню

Рабочая площадка промышленного здания Шифр задания – Г 3412322

  • Добавлен: 25.10.2022
  • Размер: 2 MB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Рабочая площадка промышленного здания Шифр задания – Г 3412322

Состав проекта

icon
icon
icon второй чертёж Минаев А.И 61-Св.pdf
icon Металлические конструкции Минаев 61-Св.dwg
icon Пояснтельная записка к курсовому с заданием.docx
icon первый чертёж Минаев А.И 61-Св.pdf

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon Металлические конструкции Минаев 61-Св.dwg

Металлические конструкции Минаев 61-Св.dwg
ПЛАН БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ М 1:200
СХЕМА РАСКЛАДКИ НАСТИЛА М 1:200
ручной сваркой электродом Э50А
Шайбу анкерного болта обваривать
диаметр проволоки 3 мм
Тип сварочной проволоки СВ-08-А
сваркой под флюсом АН-348-А
Настил варить автоматической
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
Рабочая площадка промздания
План балочной клетки
схема раскладкт настила
конструктивные узлы.
отправочный элемент главной балки
ОТПРАВОЧНЫЙ ЭЛЕМЕНТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ ГБ1 М 1:20
БАЛКА НАСТИЛА БН1 М 1:10
Швы варить полуавтоматической
сваркой в среде углекислого газа
Тип сварочной проволоки СВ-08Г2С
диаметр проволоки 2 мм
Рисунок 3.8- К проверке местной устойчивости стенки главной балки"

icon Пояснтельная записка к курсовому с заданием.docx

Проектирование настилов и балок настила ..
1. Проектирование балочной клетки
. Проектирование главной балки
1 Нагрузка на главную балку ..
2. Определение высоты главной балки
3. Определение толщины стенки
4.Определениеразмеров поясов главной балки . ..
5. Проверка местной устойчивости стенки в зоне развития
пластических деформаций
6. Изменение сечения главной балки
7. Проверка принятого сечения балки ..
8. Проверка общей устойчивости балки
9. Проверка местной устойчивости сжатого пояса и стенки
10.Расчет поясных соединений (сварных швов) .
11. Конструирование и расчет опорной части балки ..
12. Конструирование и расчет узла сопряжения
балки настила и главной балки
13. Конструирование и расчет укрупнительного стыка балки .
Конструирование и расчет центрально сжатой колонны
сквозного сечения ..
1. Конструирование и расчет стержня сквозной колонны ..
2. Kонструирование и расчет оголовка колонны
3. Конструирование и расчет базы колонны
Проектирование сквозной центрально сжатой колоны .
.1 Конструирование и расчет стержня сквозной колонны
2. Расчет планок сквозной колонны .
3. Конструирование и расчет оголовка колонны
4. Конструирование и расчет базы сквозной колонны .
Шифр задания – Г 3412322
Размер рабочей площадки – 3А×3В (таблица П1 приложения 1).
Шаг колонн в продольном направлении А = 14 м (таблица П1 приложения 1).
Шаг колонн в поперечном направлении В = 5 м (таблица П1 приложения 1).
Строительная высота hстр= 175м (таблица П1 приложения 1).
Отметка верха настила Hвн=70 м (таблица П2 приложения 1).
Временная нормативная равномерно распределенная нагрузка на площадку pн= 24 кНм2 (таблица П3 приложения 1).
Материал балок настила – сталь С245 (таблица П4 приложения 1).
Материал главной балки – сталь С255 (таблица П5 приложения 1).
Материал колонны – сталь С345 (таблица П6 приложения 1).
Бетон фундамента класса В15 (таблица П7 приложения 1).
Сечение колонны – сквозное (таблица П8 приложения 1).
Проектирование настилов и балок настила
Выбираем два варианта балочной клетки нормального типа и один вариант усложненного типа. При определении шага балок настила ai (рисунок 1.1) учитываем следующее: количество балок должно быть чётным и расстояние между ними аiдолжно быть в пределах от 06 до 15 м. При определении шага вспомогательных балок авб их количество также должно быть четным а расстояние между ними принимается в пределах от 2 до 35 м.
вариант – а1 = 1 м n1 = 14 балок.
вариант – а2 = 14 м n2 = 10 балок.
вариант – а3 = 1 м авб = 35 м n3 = 7 балок nвб = 4 балки.
В усложненном типе балочной клетки нечетное количество балок настила допускается. Расчет ведем по вариантам.
План балочной клетки с раскладкой балок приведён на рисунке 1.1а. Рекомендуется предварительно задавать толщину настила в следующих пределах в зависимости от нормативной нагрузки:
tн = 6 мм при рн 10 кНм2;
tн = 8 10 мм при 10 рн 20 кНм2;
tн = 12 14 мм 1 при рн 20 кНм2.
Для нагрузки рн = 20 кНм2 принимаем tн = 10 мм по сортаменту на толстолистовую сталь. Настил приваривается к балкам настила что делает невозможным сближение опор при его прогибе (рисунок 1.2).
Рисунок 1.1 – Схемы балочных клеток
а б – нормального типа в – усложненного типа
Рисунок 1.2 – Конструкция
и расчетная схема настила
Таким образом расчетной схемой настила будет балка на двух шарнирно-неподвижных опорах вследствие чего возникнет растягивающее настил усилие Н.
При нагрузке менее 50 кНм2 прочность настила обеспечена и его рассчитываем из условия жесткости. Предельное соотношение пролета настила к его толщине из условия жесткости определяем из выражения А.Л. Телояна:
где – a tн предельное соотношение пролета настила к его толщине из условия жесткости; Е1 – цилиндрическая жесткость настила;
где = 03 – коэффициент Пуассона для стали; n0 = 120 – величина обратная предельному относительному прогибу стального настила fu a рн – нормативная равномерно распределенная погонная нагрузка на 1 см ширины настила.
Таблица 2.1 (выборка из таблицы Е.1 [3])
Вертикальные предельные прогибы элементов конструкций
Элементы конструкций
Вертикальные предельныепрогибы fu
Балки фермы ригели прогоны плиты настилы (включая поперечные ребра плит и настилов):
а) покрытий и перекрытий открытых для обзора при пролете l (м):
Примечание. При промежуточных значениях l предельный прогиб принимается по линейной интерполяции.
Предварительно принимаем толщину настила 10 мм. Собственный вес настила:
где ρст = 785 кНм3 – объемный вес стали.
Общая нагрузка на настил с учетом полезной нагрузки:
Нагрузка на 1 погонный сантиметр ширины настила:
При заданном пролете настила а1 = 1 м определяем его требуемую толщину:
По сортаменту принимаем tн1= 8 мм. Растягивающее усилие Н в настиле определяем по формуле:
где f = 12 – коэффициент надежности по нагрузке для временной нагрузки; fu l = 1120 – предельный относительный прогиб настила (таблица 1.1).
Назначаем параметры сварных швов крепления настила к балкам настила. Принимаем автоматическую сварку под флюсом сварочной проволокой СВ-10ГА флюс АН-47 по таблице Г.1[1] диаметр проволоки 3 мм положение шва – нижнее предварительно принимаем катет шва kf = 4 мм по минимально возможному значению (таблица 38 [1]). Значения расчетных сопротивлений:
где Rwf = 215 кНсм2 – по таблице Г.2 [1] Run = 49кНсм2 – по таблице В.3[1].
Значения коэффициентов проплавления шва f = 11 z = 115 (таблица 39 [1]). Определяем наиболее опасное сечение шва:
Таким образом расчет ведем по металлу шва. Требуемый катет шва на один сантиметр ширины настила:
В соответствии с таблицей 38 [1] принимаем катет шва kf = 4 мм.
Подбираем сечение балки настила. Расчетная схема балки настила представлена на рисунке 1.3. Определяем нормативную и расчетную погонную нагрузку на балку:
Рисунок 1.3 – Расчетная схема
где 102 – коэффициент учитывающий собственный вес балки настила; f1 = 12 и f2 = 105 –коэффициенты надежности по нагрузке соответственно для временной нагрузки и нагрузки от собственного веса металлических конструкций.
Расчетные значения изгибающего момента и перерезывающей силы:
Так как балка сплошного сечения и на нее действует статическая нагрузка расчет ведем с учетом развития пластических деформаций (балки 2-го класса) предварительно принимаем cх = 11. Требуемый момент сопротивления сечения двутавра:
где Rу = 24 кНсм2 – по таблице В.5 [1] для проката толщиной до 20 мм; с = 1 – коэффициент условия работы балки (в дальнейшем при написании формул опускается кроме оговоренных случаев).
По сортаменту ближайший больший момент сопротивления Wх = 472 см3 имеет двутавр №30 вес одного погонного метра двутавра gнс.в. = 0365 кНм момент инерции Iх = 7080 см4 .
Рисунок 1.4 – Прокатный двутавр с размерами
По рисунку 1.4 определяем площадь стенки и площадь полки. Высота стенки:
Вычисляем касательные напряжения в стенке:
таким образом в соответствии с п. 8.2.3 [1] коэффициент =1. По таблице Е.1 при отношении Аf Aw = 16391373 = 119 коэффициент сх = 1064.
Проверяем прочность балки по нормальным напряжениям:
Прочность балки обеспечена. Прогиб конструкции:
где fu – предельно допустимый прогиб балки настила определяется по таблице 1.1: при пролете 5 м fu= l183.
Жесткость балки также обеспечена. Вес настила и балок настила на 1 м2 площади сооружения:
План балочной клетки с раскладкой балок приведён на рисунке 1.1б. По формуле А.Л. Телояна:
где n0 = 126 – по интерполяции для пролета 14 м по таблице 1.1.
При заданном шаге балок настила а2 = 14 м определяем требуемую толщину настила:
По сортаменту принимаем tн2 =14 мм. Расчетная схема настила аналогична варианту 1. Распор настила:
Параметры сварки принимаем по варианту 1. Требуемый катет шва:
По таблице 38 [1] принимаем kf = 4 мм.
Аналогично варианту 1 рассчитываем балку настила. Нагрузки на балку:
Расчетные усилия в балке:
Определяем требуемый момент сопротивления:
Принимаем двутавр №36 Wх = 743 см3 Iх = 13380 см4 gнс.в = 0619кНм. По рисунку 1.4 определяем площадь стенки и площадь полки. Высота стенки:
Вычисляем касательные напряжения в стенке балки:
таким образом в соответствии с п. 8.2.3 [1] коэффициент =1. По таблице Е.1 при соотношении Аf Aw= 2141911 = 112 коэффициент сх ~106.
Проверяем прочность балки:
Прочность и жесткость балки обеспечена.
Вес настила и балок настила на 1 м2 площади:
Так как шаг балок настила a3 = 1 м то толщину настила и катет шва принимаем по 1 варианту. Нагрузку на балку настила также принимаем по варианту 1.
Расчетная схема балки настила приведена на рисунке 1.5.
Рисунок 1.5 – Расчетная схема балки настила по 3 варианту
Требуемый момент сопротивления:
Принимаем прокатный двутавр №20 Wх = 184 см3 Iх = 1840 см4 gнс.в. = 0268кНм.
Вычисляем касательные напряжения:
в соответствии с п. 8.2.3 [1] коэффициент =1. По таблице Е.1 при соотношении Аf Aw=1012012=05 коэффициент сх =112.
где fu – предельно допустимый прогиб балки настила определяется по таблице 1.1: при пролете 35 м fu= l158. Жесткость и прочность балки обеспечены.
Подсчитываем нагрузку на второстепенную балку. Так как балок настила в пролете более 4-х то заменяем сосредоточенные силы от них равномерно распределенной нагрузкой и расчетную схему принимаем по рисунку 1.3:
Изгибающий момент и перерезывающая сила в балке:
Принимаем прокатный двутавр №50 Wх = 1589 см3 Jх = 39727 см4 gнс.в. = 0785 кНм. По рисунку 1.4 определяем площадь стенки и площадь полки. Высота стенки:
таким образом в соответствии с п. 8.2.3 [1] коэффициент =1. По таблице Е.1 присоотношении Аf Aw=31443712=0846 коэффициент сх =1085.
Прочность и жесткость балки обеспечена. Расход стали:
Основные показатели балочных клеток по вариантам сводим в таблицу 1.2.
Таблица2.2 – Основные показатели балочных клеток
Шаг балок настила (м)
Шаг второстепенной балки (м)
Толщина настила (мм)
№ двутавра балки настила
№ двутавра второстепенной балки
Расход стали Gi (кНм2 )
На основе сравнения вариантов по материалоемкости для дальнейшей разработки принимаем 1-й вариант балочной клетки.
КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ
Требуется запроектировать составную сварную балку пролетом 14 м. Сечение балки – симметричный двутавр. Предусматривается изменение сечения главной балки и укрупнительный стык в середине пролета.
1 Нагрузки на главную балку
Грузовая площадь и расчетная схема главной балки представлены на рисунке 3.1.
Подсчитываем нагрузку на главную балку:
где G1 = 099 кНм2 – вес настила и балок настила по таблице 2.2.
Максимальные изгибающий момент и перерезывающая сила в главной балке:
Рисунок 3.1 – План раскладки главных балок
и расчетная схема главной балки
Требуемый момент сопротивления с учетом развития пластических деформаций:
где сх – коэффициент учитывающий развитие пластических деформаций предварительно принимаем сх = 11; Ry = 24 кНсм2 –расчётное листового проката стали С255 (таблица В.5 [1].
Следующим этапом является компоновка сечения балки которое принимаем составным из 3-х листов: стенки и двух поясов (рисунок 3.2). Их соединение осуществляется парными сварными поясными швами.
2 Определение высоты главной балки
а) Оптимальная высота балки (из условия наименьшей материалоёмкости) определяется по формуле К.К. Муханова:
где w – гибкость стенки принимается предварительно в пределах 120 150.
б) Минимальная высота главной балки определяется из условия ее жесткости (наименьшая рекомендуемая высота):
где l fu = 222 – величина обратная предельному относительному прогибу главной балки при ее пролете 14м (по таблице 2.1).
в) Высота главной балки определяемая из условия ограничения строительной высоты перекрытия при поэтажной схеме сопряжения балок (рисунок 3.3а):
Рисунок 3.3 – Схемы сопряжения балок настила с главной
балкой:а – поэтажная; б – в одном уровне
г) Высота главной балки определяемая из условия ограничения строительной высоты перекрытия при схеме сопряжения балок в одном уровне (рисунок 3.3б):
Представим результаты вычислений в табличной форме (таблица 3.1).
Таблица 3.1 – Высота главной балки (см)
Высота балки должна быть близкой к оптимальной (h hопт) больше или равна минимальной (h hmin) а также меньше одной из высот h1 или h2 вычисленных из условий сопряжения балок. Кроме того стенку балки рекомендуется принимать в соответствии с шириной прокатных листов. Окончательно принимаем высоту стенки hw = 1400 мм. Предварительно назначаем толщину поясов tf= 20 мм тогда высота балки:
Так как высота балки меньше высоты h1 принимаем поэтажную схему сопряжения балок.
3 Определение толщины стенки
Толщина стенки вычисляется исходя из трех условий:
) Прочности стенки на срез в опорном сечениипо формуле:
) Местной устойчивости (без укрепления продольными ребрами жесткости) по формуле:
) Опыта проектирования :
Толщина стенки должна быть: twtw3. Принимаем окончательно толщину стенки tw = 12мм.
4 Определение размеров поясов главной балки
Вычисляем требуемый момент инерции сечения:
Момент инерции стенки:
Требуемый момент инерции поясов:
Требуемая площадь одной полки:
где h0 = h – tf = 1420 см – расстояние между центрами тяжести поясов.
Принимаем в соответствии с сортаментом поясной лист сечением 360х20 мм. Площадь пояса Аf = 720 см2 > Af тр = 686 см2.
Определяем геометрические характеристики сечения:
Определяем соотношение площади пояса к площади стенки:
и по таблице Е.1 [1] для двутаврового составного сечения принимаем сх = 114.
Определяем средние касательные напряжения на опоре:
таким образом в соответствии с п. 8.2.3 [1] коэффициент =1.
Прочность обеспечена. Запас прочности составляет:
Принимаем в соответствии с сортаментом поясной лист сечением 340х20мм. Площадь пояса Аf = 68 см2> Af тр = 686 см2.
и по таблице Е.1 [1] для двутаврового составного сечения принимаем сх = 115.
таким образом в соответствии с п. 8.2.3 [1]коэффициент =1.
Проверку жесткости балки проводить не требуется так как принятая высота h = 144 см больше минимальной hmin = 695 см.
Принимаем в соответствии с сортаментом поясной лист сечением 380х20мм. Площадь пояса Аf = 76 см2> Af тр = 686 см2.
и по таблице Е.1 [1] для двутаврового составного сечения принимаем сх = 113.
5 Проверка местной устойчивости стенки в зоне развития пластических деформаций
В соответствии с п. 8.5.8 [1] необходимо проверить устойчивость стенки в зоне развития пластических деформаций. Должно выполняться условие:
где коэффициент определяется по таблице 18 [1]. Вычисляем средние касательные напряжения в стенке балки на опоре:
и расчётное сопротивление стенки на срез Rsw=058Ry=05824=1392 кНсм2 где Ry = 24 кНсм2 – расчётное сопротивление стали стенки по таблице В.3 [1]. Соотношение . Условная гибкость стенки:
Значение коэффициента по таблице 18 [1] =018.
По п. 8.4.5 [1] коэффициент r = RyfRyw=2424=1. Здесь Ryf и Ryw – соответственно расчётные сопротивления стали пояса и стенки по таблице В.3 [1].
Подставляем значения параметров в формулу:
Условие выполняется. Проверяем местную устойчивость пояса в соответствии с п. 8.5.18 [1]. Для двутавровых сечений с неокаймленным поясом для балок 2-го класса (при учёте развития пластических деформаций) фактическая гибкость свеса пояса составляет:
где bef – свес пояса:
Предельное значение гибкости свеса пояса по п. 8.5.19 [1] составляет:
где =25 – по п.8.5.1 [1] для балки с двухсторонними поясными швами при наличии loc.
Условие выполняется. Таким образом местная устойчивость пояса обеспечена. Проверяем местную устойчивость пояса в зоне упругих деформаций. Предельная условная гибкость свеса пояса:
где с – максимальные сжимающие напряжения в поясе балки.
Геометрические характеристики сечения при ширине полки bf=38 см:
двутаврового составного сечения принимаем сх = 113. Проверяем условие:
Прочность по нормальным напряжениям обеспечена. Проверяем условие:
Условие выполняется. Оставляем сечение пояса в середине пролета bf × tf= 380×20 мм.
6 Изменение сечения главной балки
Так как сечение составной балки подобрано по максимальному моменту то в местах снижения моментов у опор сечение можно уменьшить. Изменение сечения балки рационально проводить при пролетах не менее 10 м при этом как правило изменяют ширину поясов.
При равномерно распределенной нагрузке для составных балок место изменения сечения принимают на расстоянии примерно 16·l от опоры (рисунок 3.4).
Рисунок 2.4 – Изменение сечения главной балки
Определяем место изменения сечения: x1=146=23м
Расчетные усилия в месте изменения сечения вычисляем по формулам:
Подбираем сечение исходя из прочности стыкового шва на растяжение при отсутствии физического контроля качества шва при этом расчетное сопротивление шва на растяжение равно Rwy= 085Ry. Требуемый момент сопротивления сечения:
Требуемый момент инерции сечения:
Требуемый момент инерции поясов:
Требуемая площадь пояса:
Требуемая ширина пояса при его толщине tf= 2 см составляет:
По сортаменту на универсальную листовую сталь принимаем bf1 = 22 см. Проверяем условия:
Определяем геометрические характеристики уменьшенного сечения (рисунок 3.5):
сечение главной балки
Проверяем прочность сечения как балки 1 класса при действии упругих деформаций:
Прочность сечения обеспечена. Местную устойчивость пояса можно не проверять так как его гибкость меньше чем в середине пролёта.
7 Проверка принятого сечения балки
Проверяем стенку на срез по максимальным касательным напряжениям:
где S1 – статический момент половины опорного сечения относительно нейтральной оси:
Поскольку изменение сечения осуществляется вблизи опор в месте фактического перехода от более мощного сечения к облегченному в стенке развиваются не только значительные нормальные но и касательные напряжения. Поэтому необходима проверка прочности сечения при их совместном действии в месте изменения сечений и под ближайшей балкой настила на расстоянии х2= 15 м (рисунок 3.6).
Рисунок 3.6 – К определению приведенных напряжений в стенке главной балки
Проверку проводим в точках А и Бсечения (рисунок 3.6) в месте соединения стенки с полкой по формуле:
Определяем статический момент пояса относительно нейтральной оси:
Предварительно вычисляем местные напряжения в стенке главной балки при поэтажной схеме сопряжения (рисунок 2.7):
Рисунок 3.7 – Местные напряжения в стенке главной балки
где lef– расчетная длина действия местных напряжений:
F = 7135кН – опорная реакция балки настила по 1 варианту (пример 1).
а) Проверка приведенных напряжений в месте изменения сечения(точка А)
Расчетные усилия для этого сечения (х1 = 23 м) определены ранее в разделе изменения сечения балки: М1 = 19456 кНм Q1 = 6796 кН. Напряжения в уровне поясного шва (точка А на рисунке 3.6) при loc=0 в этом сечении:
Так как в сечении х1 местные напряжения отсутствуют формула преобразуется в следующую:
Прочность стенки в месте изменения сечения обеспечена.
б) Проверка приведенных напряжений под ближайшей балкой настила (точка Б)
Определяем расчетные усилия в сечении х2= 15 м:
Напряжения в точке Б:
Приведенные напряжения:
Прочность стенки балки в сечении х2 обеспечена.
8 Проверка общей устойчивости балки
В соответствии с п. 8.4.4 [1] устойчивость балок проверять не требуется если выполняются следующие условия:
) нагрузка передается через сплошной жесткий настил непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный что соответствует схеме сопряжения балок в одном уровне;
) при значениях условной гибкости сжатого пояса не более предельной условной гибкости пояса:
где определяется по таблице 11 [1].
За расчетную длину балки из плоскости принимается расстояние между элементами препятствующими перемещениям сжатого пояса из плоскости. Такими элементами при поэтажной схеме сопряжения являются балки настила установленные по верхнему (сжатому) поясу через 1 м следовательно lef = 100 см.
а) проверка общей устойчивости балки в области упругих деформаций по меньшенному сечению:
Предельное значение условной гибкости пояса при приложении нагрузки к верхнему поясу балки:
где h0 – расстояние между осями поясов.
Условие выполняется следовательно общая устойчивость балки в уменьшенном сечении обеспечена.
б) в области развития пластических деформаций в середине пролёта
Согласно п. 8.4.6 [1] при проверке общей устойчивости балки в зоне развития пластических деформаций значение предельной условной гибкости пояса следует умножать на коэффициент
Здесь с1х определяется по бльшему из значений:
Принимаем с1х=111. Тогда коэффициент:
Условная гибкость пояса:
Условие выполняется следовательно общая устойчивость балки в середине пролёта обеспечена.
9 Проверка местной устойчивости сжатого пояса и стенки
Устойчивость сжатого пояса была проверена при подборе сечения поясов.
Устойчивость стенки балки проводим в соответствии с п. 8.5 [1]. Определяем условную гибкость стенки:
= (hw tw)= (14012)=40
Устойчивость стенки балки не следует проверять если ее гибкость не превышает значений:
– при наличии местных напряжений в балках с двусторонними поясными швами (поэтажная схема сопряжения).
Так как гибкость стенки более 25 необходимо проверять стенку на местную устойчивость.
В соответствии с п. 8.5.9 [1] так как устанавливаем поперечные ребра жесткости. Их размеры определяем по формуле:
принимаем br= 75 мм.
Окончательно толщину ребра при этажной схеме сопряжения принимаем ts = 55 мм.
В связи с тем что в зоне пластических деформаций местные напряжения не допускаются ребра жесткости в этой зоне ставим под каждой балкой настила (рисунок 2.8а). Длина зоны развития пластических деформаций:
Устанавливаем ребра жесткости под четырьмя балками настила в середине пролета. Для остальной части балки в соответствии с пунктом 8.5.9 [1] ребра жесткости ставятся на расстоянии не более 2hw = 28 м. Удобно ставить ребра под балками настила. Располагаем ребра жесткости через 25 м от опор. За расчетные отсеки принимаем отсек 2 в котором изменяется сечение балки и отсек 1. Расчетные сечения принимаем следующие: х1 – в месте изменения сечения в отсеке 2; х2 – под ближайшей балкой настила в отсеке 1; х3 – на расстоянии hw2 от правого края отсека 2.
а) Сечение х1 = 23 м. Усилия в сечении были определены ранее и равны
М1 =19456 кНм Q1 = 6796 кН. Вычисляем напряжения в стенке балки в месте сопряжения стенки с поясом:
Так как в этом сечении sloc= 0 то по п. 8.5.3 [1] устойчивость стенки проверяем по формуле:
Определяем коэффициент d:
где b = 08 – при поэтажной схеме сопряжения по таблице 13 [1]. Определяем критические нормальные и касательные напряжения:
где ссr = 314 по таблице 12 [1]; m =а hw= 419140 = 299 –отношение большей стороны расчетного отсека к меньшей.
Проверяем местную устойчивость:
Местная устойчивость стенки в сечении х1 обеспечена.
б) Сечение х3 = 18 м. Усилия в сечении составляют:
Напряжения в сечении:
Так как в этом сечении sloc= 0 то устойчивость стенки проверяем по формуле:
Местная устойчивость стенки в сечении х3 обеспечена.
в) Сечение x2 = 05 м под ближайшей балкой настила. Усилия в сечении составляют:
где sloc – местные напряжения определены выше.
В соответствии с п. 8.5.5 [1] местная устойчивость проверяется по формуле:
Проверяем условие по п. 8.5.5б:
Тогда а1=067hw=067140=938 см соотношение а1hw=938140=067. Коэффициент ρ=104lefhw=104175140=013 здесь lef=175 см – расчётная длина действия местных напряжений из раздела 3.2.7. По таблицам 14 и 15 [1] определяем соответствующие коэффициенты с1= 335 и с2=156.
Определяем критические местные напряжения:
Проверяем местную устойчивость стенки:
По результатам проверки местная устойчивость стенки обеспечена.
10 Расчет поясных соединений (сварных швов)
При поперечном изгибе пояса составной балки стремятся сдвинуться относительно стенки (рисунок 3.9).
Рисунок 3.9 – К расчету поясных сварных швов
Сила сдвига Т определяется по формуле:
где Sf1 – статический момент пояса в опорном сечении; I1–момент инерции опорного сечения.
Усилие Т воспринимается сварными швами. Назначаем параметры сварки: сварка автоматическая под флюсом марки АН-348-А сварочная проволока марки СВ-08А (таблица Г.1 [1]) расчетное сопротивление металла шва Rwf = 180 кНсм2 (таблица Г.2 [1]) металла границы сплавления Rwz = 045Run = 04537 = 1665 кНсм2 (Run = 37 кНсм2 принимается по таблице В.3 [1] для стали С245) диаметр сварочной проволоки 4 мм положение шва – в лодочку (таблица 39 [1]). Назначаем предварительно катет шва минимальным kf = 6 мм (таблица 38 [1]). По таблице 39 [1] определяем коэффициенты проплавления шва:
Определяем расчетное сопротивление шва:
Таким образом расчет ведем по металлу границы сплавления. Определяем требуемый катет шва:
где nw = 2 – количество поясных сварных швов.
В соответствии с требованиями таблицы 38 [1] оставляем катет шва kfmin = 6 мм >kf = 13 мм.
11 Конструирование и расчет опорной части балки
Принимаем конструкцию опорной части главной балки по рисунку 3.10.
Рисунок 3.10 – Опорная часть главной балки
Определяем размеры сечения опорного ребра из условия смятия его торца. Требуемая площадь ребра:
где Rр = 361 кНсм2 – по таблице В.7 [1] при наличии пригонки. Принимаем ширину опорного ребра равной ширине пояса br = bf1 = 22 см. Отсюда требуемая толщина ребра:
Принимаем по сортаменту tr = 14 см. Проверяем условие по п. 8.5.17 [1]:
Условие выполняется.
Принимаем толщину ребра 25 мм по сортаменту.
Определяем прочность ребра на смятие:
Прочность ребра на смятие обеспечена. Определяем гибкость ребра относительно оси Z (рисунок 3.10). В работу ребра включается часть стенки балки длиной
Вычисляем геометрические характеристики заштрихованного сечения относительно оси Z:
Условная гибкость ребра относительно оси Z:
Вступающую часть а вычисляем по формуле:
Окончательно принимаем а = 20 см.
Проверяем местную устойчивость опорного ребра. Условная гибкость
где bef – свес опорного ребра:
Предельное значение гибкости свеса опорного ребра по таблице 10 [1] составляет:
Условие выполняется. Таким образом местная устойчивость опорного ребра обеспечена.
Проверяем устойчивость опорной части балки относительно оси Z. При гибкости по таблице Д.1 [1] z= 0888. Тогда:
Общая устойчивость опорного ребра обеспечена.
В соответствие с п. 8.5.17 [1] проверяем сварной шов крепящий опорное ребро к стенке балки который должен выдержать опорную реакцию. Шов рассчитывается на опорную реакцию главной балки с учетом предельной длины шва 85kf.
При ширине опорного ребра 24 см опорная реакция воспринимается двумя швами длиной по 11 см по верху нижнего пояса и одним швом длиной 22 см по нижней поверхности нижнего пояса. Расчётная длина этих швов:
Назначаем параметры сварки: сварка автоматическая под флюсом марки АН-348-А сварочная проволока марки СВ-08А (таблица Г.1 [1]) расчетное сопротивление металла шва Rwf = 180 кНсм2 (таблица Г.2 [1]) металла границы сплавления Rwz = 045Run = 04537 = 1665 кНсм2 (Run = 37 кНсм2 принимается по таблице В.3 [1] для стали С245) диаметр сварочной проволоки 4 мм положение шва – нижнее (таблица 39 [1]). Назначаем предварительно катет шва минимальным kf = 6 мм (таблица 38 [1]). По таблице 39 [1] определяем коэффициенты проплавления шва:
Расчетные сопротивления:
Расчет ведем по металлу границы сплавления. Проверяем прочность шва:
Прочность швов обеспечена
12 Конструирование и расчет укрупнительного стыка балки
Конструируем стык на высокопрочных болтах с накладками. Конструкция стыка показана на рисунке 3.12. Каждый пояс перекрываем тремя накладками: одна размером 380×20×470 мм и две накладки размером 140×20×470 мм стенку перекрываем парными накладками размером 1300×600×10 мм. Принимаем высокопрочные болты из стали марки 40Х диаметром 20 мм временное сопротивление болта растяжению Rbun = 1078 кНсм2 (таблица Г.8 [1]) площадь болта нетто Аbn = 245 см2 (таблица Г.9 [1]). Диаметры отверстий под болты принимаем 23 мм.
Рисунок 3.12 – Укрупнительный стык главной балки
Определяем несущую способность одного болта на одну поверхность трения:
где Rbh = 07Rbun= 071078 = 7546 кНсм2 – расчетное сопротивление растяжению высокопрочного болта; Аbn = 245 см2 – площадь болта нетто; = 058 – по таблице 42 [1] при дробеструйной обработке двух поверхностей без консервации; h = 112 – по таблице 42 [1] при статической нагрузке для разности диаметров болта и отверстия = 3мм.
Определяем усилие действующее в поясе:
Необходимое количество болтов для соединения поясов
где k = 2 – количество поверхностей трения соединяемых элементов. Окончательно принимаем n = 8 болтов с каждой стороны стыка. Располагаем болты в 4 ряда (рисунок 3.12) с учетом того что расстояние между центрами болтов не должно быть менее 25db и не более 8db.
Момент воспринимаемый стенкой:
где Iw – момент инерции стенки:
Усилие приходящееся на один болт не должно превышать несущей способности болта.
где m= 2 – количество вертикальных рядов болтов с каждой стороны стыка; amax = 12 м – расстояние между крайними болтами в ряду k = 2 – количество плоскостей трения ai.– расстояние между симметрично расположенными относительно нейтральной оси балки болтами (рисунок 2.12) Σаi2 – определяется как:
Условие выполняется следовательно прочность стыка обеспечена.
Проверяем прочность пояса балки ослабленного отверстиями под болты. Площадь пояса брутто Аf=382=76 см2 площадь сечения пояса нетто при отверстиях расположенных в 4 ряда равна Аfn=Аf-4dотв=76-423=668 см2. Проверяем условие:
следовательно расчёт ведём по площади Аf=76 см2. В соответствии с п. 14.3.11 [1] половина усилия передаётся силами трения. Усилие передающееся поясом равно: Nf1=Nf2=18372=919 кН.
Проверяем прочность пояса:
Прочность пояса по ослабленному сечению обеспечена.
КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ СТЕРЖНЯ СКВОЗНОЙ КОЛОННЫ
1 Конструирование и расчет стержня сквозной колонны
Принимаем шарнирное сопряжение колонны с фундаментом (в запас прочности) и с главной балкой. Расчетная длина колонны в обеих плоскостях при шарнирном опирании стержня в верхнем и опорном узлах равна:
Расчетная нагрузка на колонну:
где qp – расчетная нагрузка на главную балку из примера 1 (кНм); 101 – коэффициент учитывающий собственный вес колонны; l – пролет главной балки.
Задаемся гибкостью стержня колонны = 40 и по таблице Д.1 [1] определяем значение коэффициента = 0909 для стали класса С345 при Ry = 32 кНсм2 . Требуемая площадь сечения:
Рисунок 3.1 – Сечение сквозной колонны
Принимаем сечение из двух двутавров №27 . Геометрические характеристики сечения двутавра: Aдв= 402 см2 Ixдв = 5010 см4 ixдв= 112 см Iyдв= 260 см4 iyдв = 254 см.
Проверяем сечение относительно материальной оси (ось Х). Гибкость колонны:
По таблице Д.1 [1] х = 0805.
Устойчивость колонны относительно материальной оси:
Из условия равноустойчивости колонны относительно обеих осей (Х и У) принимаем х = ef . Для двухветвевых стержней необходимо учитывать повышенную гибкость относительно свободной оси (ось У) за счет деформативности решетки. Задаемся гибкостью ветви 1 = 25 (рекомендуется 20 40) и по упрощённой формуле определяем требуемую гибкость относительно оси У:
где после чего вычисляем требуемый радиус инерции:
По таблице 3.1 определяем коэффициент y = 052 и вычисляем требуемую ширину сечения:
Принимаем b = 25 см. Зазор b1 между полками двутавров не должен быть менее 150 см из условия окраски внутренних поверхностей колонны. Проверяем условие:
где bп = 125 см – ширина полки двутавра №27.
Проверяем сечение относительно оси У. Требуемая длина ветви (расстояние между планками):
Принимаем окончательно длину ветви lb= 63 см. Уточняем ее гибкость:
Задаемся сечением планки: hs= 05b = 0525 = 15см (рекомендуется hs = 05b 075b); ts = 10 мм (рекомендуется (110 125)hs или 6 10 мм). Момент инерции планки:
Длину планки принимаем на 8 12 см больше величины зазора:
Определяем момент инерции сечения колонны относительно оси У:
Определяем коэффициент n (соотношение погонной жесткости ветви к погонной жесткости планки):
В соответствии с таблицей 8 [1] приведенная гибкость определяется по формуле:
где y – гибкость стержня относительно свободной оси:
Определяем условную гибкость:
По таблице Д.1 [1] по приведенной гибкости вычисляем коэффициент у = 0858 и проверяем устойчивость стержня относительно свободной оси:
Устойчивость стержня относительно свободной оси обеспечена.
2 .Расчет планок сквозной колонны
Расчет планок выполняем на условную перерезывающую силу Qfic которая вычисляется согласно п. 7.2.7[1] по формуле:
Условная поперечная сила распределяется поровну между планками и их расчет сводится к расчету элементов безраскосных ферм (рисунок 4.2).
Планки рассчитываются на следующие усилия:
а) на силу среза планки FS определяемую по формуле:
Рисунок 4.2 – К расчету планок сквозной колонны
б) на момент в планке MS
Рисунок4.3– К расчету
Планка приваривается к полкам двутавров угловыми швами (рисунок 4.3). Задаемся параметрами сварки: сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа положение шва – нижнее диаметр сварочной проволоки 2 мм. Сварочная проволока марки СВ-08Г2С (таблица Г.1 [1]) расчетное сопротивление металла шва Rwf= 215 кНсм2 (таблица Г.2 [1]) расчетное сопротивление металла границы сплавления:
где Run = 37 кНсм2 – нормативное сопротивление листового проката стали С255 толщиной 20 40 мм по временному сопротивлению (таблица В.5 [1]). Предварительно задаемся катетом шва kf = 8 мм тогда по таблице 39 [1] f = 09 z = 105. Так как
расчет ведем по металлу границы сплавления.
Расчетная длина шва при высоте планки hs= 15 см принята: 15 см.
Определяем напряжения в шве от силы FS:
где момент сопротивления шва:
Суммарные напряжения в шве:
Прочность шва обеспечена.
3 Конструирование и расчет оголовка колонны
Конструкция оголовка сквозной колонны представлена на рисунке 4.4. Вертикальная нагрузка N = 20446 кН.
Назначаем конструктивно толщину опорной плиты tпл = 20 мм (рекомендуется 20 25 мм) размером в плане на 3 5 см больше габарита сечения колонны равного:
тогда размер плиты принимаем bпл = 40 см lпл = 30 см.
Рисунок 4.4 – Оголовок сквозной колонны
Давление от главных балок передается на стержень колонны через ребро приваренное к стенкам двутавров четырьмя угловыми швами (швы 1). Определяем длину участка смятия ребра оголовка:
где br1 = 22 см – ширина опорного ребра главной балки.
Из условия смятия определяем требуемую толщину ребра:
где Rр = 361 кНсм2 – расчетное сопротивление стали класса С345 смятию по таблице В.7 [1].
Принимаем толщину ребра tr= 22 мм. Проверяем швы 1 крепящие ребро оголовка к стенкам двутавров. Параметры сварки принимаем такие же как при расчете планок стержня колонны. При толщине стенки двутавра ветви 98 мм катет шва не должен превышать kf 12t= 1298 = 1176 мм. Принимаем kf = 8 мм требуемая длина шва:
Условие выполняется. Высота ребра должна быть не менее:
Принимаем по сортаменту lr=40 см.
Проверяем ребро оголовка на срез:
Здесь Ry=32 кНсм2 – для листа толщиной 22 мм. Прочность ребра оголовка на срез обеспечена. Проверяем прочность шва 2 крепящего опорную плиту к ребру оголовка. Длина одного шва:
Расчетная длина шва меньше фактической на 1 см
Определяем требуемый катет шва:
Принимаем катет шва kf = 14 мм.
4 Конструирование и расчет базы сквозной колонны
Конструируем базу с траверсами (рисунок 4.5).
Определяем размеры опорной плиты Lпл и Впл из конструктивных соображений то есть из условия размещения стержня колонны на плите. Принимаем свесы плиты минимально допустимыми с = 40 мм толщину траверсы tтр = 10 мм. Размеры плиты:
Lпл=250+125+2*675=510 мм Впл=270+2*10+2*55=400 мм
где bдв = 125 мм – ширина полки двутавра №27.
Рисунок 4.5 – База сквозной колонны
Проверяем напряжение в бетоне фундамента:
где Rb = 085 кНсм2 – прочность бетона В15 на сжатие [4].
Прочность бетона обеспечена. Определяем изгибающие моменты в плите.
Участок 1 опирается на 4 канта. Размеры участка: а1 = 270 мм
Соотношение сторон участка:
Отсюда коэффициент = 0057 (таблица 3.2). Тогда изгибающий момент:
Участок 2 опирается на 3 канта. Размеры расчетного участка: а2 = 1265 мм b2 = 270 мм. Соотношение:
следовательно данный участок в соответствии с таблицей 3.3 рассчитываем как консольный. Изгибающий момент в плите:
Участок 3 консольный вылет консоли с2 = 55 см. Изгибающий момент в плите:
Подбираем толщину опорной плиты по максимальному моменту:
Принимаем по сортаменту tпл =4 см.
Определяем необходимую длину шва 1 крепящего траверсу к стержню колонны. Параметры сварки принимаем такие же как при расчете оголовка. Принимаем kf = 8 мм тогда длина шва:
Требуемая высота траверсы:
Принимаем высоту траверсы по сортаменту hтр = 40 см.
Определяем необходимый катет шва 2 крепящего траверсы к опорной плите. Суммарная длина шва 2:
*(510-1)+4*(29-1)=1076 см
Требуемый катет шва:
Так как kf>8 мм по таблице 39 [1] уточняем коэффициенты проплавления шва f= 08 z= 1. Тогда:
следовательно расчет ведем по металлу границы сплавления. Катет шва:
Принимаем катет шва kf= 10 мм.
Свод правил СП 16.13330.2017. Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*. М.: Минрегион России. 2017. 140 с.
Металлические конструкции. Общий курс Под ред. Е.И. Беленя. М.: Стройиздат. 1985. 560 с.
Свод правил СП 20.13330.2016. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. М.: Минрегион России. 2016. 78 с.
Свод правил СП 63.13330.2012. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003 (с Изменениями N 1 2). М.: Минрегион России. 2012. 92 с.
СНиП 2.09.03-85. Сооружения промышленных предприятий. М.: Госстрой СССР. 1986. 96 с.
ГОСТ 19903-74*. Прокат листовой горячекатаный. Сортамент.
ГОСТ 26020-83. Двутавры стальные горячекатаные с параллельными гранями полок. Сортамент.
ГОСТ 82-70*. Прокат стальной горячекатаный широкополосный универсальный. Сортамент.
ГОСТ 8239-89. Двутавры стальные горячекатаные. Сортамент.
up Наверх