Курсовой по металлическим конструкциям-Ферма, колонны, узлы

Лист-1 Основной.dwg

Article No.Reference
ЗД-408.920.2903.2005
Схема расположения балок на отм. 15.000
ведомость элементов.
Материал конструкций: сталь С245 по ГОСТ 27772-89. 2. Для сварки использовать электроды типа Э - 46 для стали С245. 3. Заводские соединения сварные
монтажные - сварные и на болтах нормальной точности М 18

Лист-2.Узлы.dwg

ЗД-406.920.2903.2005
Узел опирания главных балок на колонну
Укрупнительный стык главной балки

Курсовая МК.DOC

Компоновка и выбор схемы балочной клетки
2.Расчет балок настила и вспомогательных балок
3.Технико-экономические показатели рассмотренных вариантов
Расчет и конструирование главной балки
1.Расчетная схема. Расчетные нагрузки и усилия
2.Определение высоты главной балки
3.Определение толщины стенки
4.Подбор сечения поясов
5.Изменение сечения балки по длине
6.Расчет поясных швов
7.Проверка обеспеченности общей устойчивости
8.Проверка местной устойчивости элементов балки
9.Конструирование и расчет опорной части балки
10.Расчет и конструирование монтажного стыка балки на высокопрочных болтах
Расчет и конструирование колонны
1.1.Подбор сечения сплошной сварной колонны
1.2.Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки
2.Конструирование и расчет оголовка колонны
3.Конструирование и расчет базы колонны
Настоящая курсовая расчетно-графическая работа «Стальные конструкции балочной площадки» представляет собой расчет и конструирования основных конструкций балочной площадки.
Шаг колонн в продольном направлении L = 18 м.
Шаг колонн в поперечном направлении B = 8 м.
Габариты площадки в плане: 2L x 2B.
Отметка верха настила Н = 136м.
Строительная высота перекрытия hстр = 26 м.
Временная (полезная) равномерно распределенная нагрузка u =205 кНм2.
Материал конструкций:
настила - сталь С235
балок настила и вспомогательных - сталь С245
главных балок - сталь С245
фундаментов - бетон В125.
Допустимый относительный прогиб настила - 1150.
Тип колонны – сплошная и сквозная.
рассматривается два варианта балочной клетки нормального типа и один усложненного типа со стальным настилом;
соединение колонн с фундаментами принято шарнирным а примыкание балок к колоннам - сверху;
неизменяемость балочной площадки в поперечном направлении обеспечивается вертикальными связями по колоннам а в продольном - присоединением площадки к неподвижной системе.
Балочные клетки по схеме расположения балок подразделяются на два основных типа: нормальный и усложненный (рис.1).
В балочной клетке нормального типа (рис.1а б) нагрузка с настила непосредственно через балки настила передается на главные балки опирающиеся на колонны или другие несущие конструкции. В балочной клетке усложненного типа (рис.1в) балки настила опираются на вспомогательные балки которые крепятся в свою очередь к главным балкам.
Рациональная конструктивная схема балочной площадки зависит прежде всего от шага балок настила. Для технико-экономического сравнения рассматривают несколько вариантов балочной клетки (например - два варианта нормальной и один вариант усложненной балочной клетки рис. 1). Шаг балок настила принимают в пределах а = 06 16 м (в зависимости от несущей способности стального листового настила) а вспомогательных балок – в пределах b = 2 5 м. Крайние балки настила (нормальный вариант балочной клетки) как правило совмещают с разбивочными осями а вспомогательные - (усложненный вариант балочной клетки) привязывают к разбивочным осям расстоянием равным b2.
Сопряжение балок по высоте может быть поэтажным в одном уровне и пониженным (рис. 5). При поэтажном способе сопряжения балок (рис.5а) балки одного направления (настила) укладывают поверх балок перпендикулярного им направления (главные балки). Такой вариант наиболее прост и удобен в монтажом отношении но требует наибольшей строительной высоты перекрытия – hстр. При сопряжении в одном уровне (рис. 5в) верхние полки балок настила и главных балок расположены в одном уровне а на них опирается настил. Этот вариант сопряжения балок позволяет увеличить высоту главной балки в пределах заданной строительной высоты перекрытия. Пониженное сопряжение (рис.5в) применяют в балочных клетках усложненного типа. При таком варианте вспомогательные балки примыкают к главным ниже их верхнего пояса а балки настила располагают поэтажно по отношению к вспомогательным.
Толщину стального прокатного листа настила назначают в зависимости от интенсивности полезной нагрузки. В курсовой работе толщину листа следует принимать: u = 11 20 кНм2; tн = 10 12мм
Для стального настила применяют плоские листы толщиной 6 16мм которые располагают на балках настила (рис.2а) и приваривают непрерывными сварными швами. Приварка настила к балкам делает невозможным сближение опор настила при его прогибе под нагрузкой. Поэтому расчетная схема настила (рис.2б) представляет собой закрепленную шарнирно-неподвижную на опорах полосу единичной ширины испытывающую по действием поперечной силы изгиб по цилиндрической поверхности ( с.130; с.462).
Значение предельного пролета настила из условия обеспечения его жесткости (рис.2) вычисляют по формуле
где E = 206105 МПа - модуль упругости стали;
n = 03 - коэффициент поперечной деформации стали (Пуассона);
n0 - заданное отношение пролета настила к его предельному прогибу n0 = [l f].
Шаг балок настила (а) устанавливают по вычисленному размеру пролета настила (lн). Для этого значение n = Llн округляют до целого числа и вычисляют уточненное значение шага балок настила.
Усилие (распор) Н на действие которого надо проверить сварные швы прикрепляющие настил к поддерживающим его балкам можно определить по приближенной формуле (7.3) [1]
В соответствии с интенсивностью заданной полезной нагрузки u =205кНм назначаем толщину листов плоского стального настила: вариант I - tн = 10 мм; вариант II - tн =12 мм; вариант III - tн =10 мм. Материал настила – сталь С235. Отношение пролета настила к его предельному прогибу n0 = [l f] принимаем 150.
Для намеченных вариантов конструктивных схем балочной клетки рассчитываем настил балки настила вспомогательные балки и определяем технико-экономические показатели рассмотренных вариантов из условия обеспечения наименьших затрат металла.
Нагрузки на расчетную полосу шириной 1см:
qn = u×10-4 =20510-4кНсм =205 Нсм;
q = gf ×u×10-4 = 12×205×10-4 =24610-4 кНсм =246 Нсм
где u =205Нм2 – полезная нагрузка в соответствии с заданием;
gf = 12 – коэффициент надежности по нагрузке для временной нагрузки.
рис. 1 Варианты балочных клеток
-главная балка; 2-балка настила; 3-вспомогательная балка.
Определяем расчетный пролет настила (исходя из несущей способности намеченных вариантов настила):
вариант I и III (tн = 10 мм):
вариант II (tн = 12 мм):
Число балок настила:
Вариант I: n=LλH=181.12516 схема растоновки на рисунке 1а.
Вариант 2: n=LλH=18000128614 схема растоновки на рисунке 1б.
Вариант 3: n = Bн = 81 = 8 принимаем n = 8 тогда возможный шаг балок настила а = 1м. Схема расстановки балок настила показана на рис.1.в
Определяем усилие Н на действие которого надо проверить сварные швы прикрепляющие настил к поддерживающим его балкам:
вариант I и III (tн = 10 мм)
вариант II (tн=14 мм)
Прикрепление настила к поддерживающим ее конструкциям выполняем полуавтоматической сваркой в углекислом газе ( по ГОСТ 8050-85) в нижнем положении (проволока марки Св-08 d=14 2мм). Для этих условий и стали С235: Rwf=180МПа; Rwz== Учитывая что расчетный катет углового шва вычисляем по формуле 120 [3]
где w = 1 см - расчетная длина шва;
bf = 09 и =105 - коэффициент по таблице 34*;
gwf = 1 - коэффициент условий работы шва (п.11.2*);
- расчетное сопротивление сварного шва по металлу шва табл.56;
Run – нормативное сопротивление листового проката табл.51*
в соответствие табл.38* принимаем минимально допустимый катет шва kf = 5 мм;
вариант II (tн = 12 мм)
принимаем минимально допустимый катет шва kf = 6 мм
Результаты расчета стального настила сведены в таблицу 1.
Таблица 1. Расчет стального настила
Толщина настила tн мм
Расчетный пролет настила см
Принятый пролет настила см
Число балок настила n
Расчетные усилия H кН
Расчетный катет углового шва мм
Принятый катет углового шва мм
Масса настила m1 кгм2
2. Расчет балок настила и вспомогательных балок
В качестве балок настила и вспомогательных балок балочной клетки применяют прокатные стальные горячекатаные двутавры по ГОСТ 8239 - 72* двутавры с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83 и швеллеры по ГОСТ 8240-93.
Расчетный пролет балок настила для нормального варианта равен шагу главных балок а расчетный пролет балок настила для усложненного варианта – шагу вспомогательных балок.
Нагрузка на вспомогательные балки передается через балки настила в виде сосредоточенных сил (рис. 1в). В целях упрощения расчетов допускают замену системы сосредоточенных сил эквивалентной по действию равномерно распределенной нагрузкой. Ширина грузовой площади сбора нагрузки на вспомогательные балки соответствует их шагу.
Нормативные и расчетные значения интенсивности равномерно распределенной нагрузки на балки настила соответственно составляют
qn1 = (m1×g + un)×а кНм;
q1 = (m1×g×gf + un×gf)×а кНм;
тоже на вспомогательные балки
Здесь m1 - масса 1 м2 настила кгм2 по таблице 1;
m2 – масса погонного метра балки настила;
g = 981 мс2 - ускорение свободного падения;
gf = 105 - коэффициент надежности по нагрузке для веса металлоконструкций;
gf = 12 - то же для временной нагрузки.
Подбор сечения балок настила и вспомогательных балок следует вести как из условия прочности так и из условия жесткости. При этом подбор сечения из условия прочности следует выполнять с учетом использования упругопластической работы материала (п.5.18 [3]).
Выбор основной схемы компоновки балочной клетки производится на основе сравнения ряда технико-экономических показателей рассматриваемых вариантов. Важнейшим показателем при этом является расход металла. Поэтому при выборе варианта балочной площадки предпочтение следует отдать варианту с меньшим расходом стали а при одинаковом расходе стали - варианту с меньшим числом типоразмеров элементов и числом монтажных единиц.
Расход стали на 1 м2 площади балочного перекрытия определяем по формуле:
Погонная равномерно распределенная нагрузка на балку настила для I варианта соответственно составляет:
qn1 = (m1×g + un)×а = (785×981 +205×103)×11 = 2339709 Нм » 234кНм =234Нсм;
q1 = (m1×g×gf + un×gf)×а = (785×981×105 +205103×12)×11 =2794945 Нм »2795 кНм=028кНсм.
qn2 = (942×981 +205103)×13 =278513Нм »2785кНм =02795 кНсм;
q2 = (9429×981×105 +205103×12)×13 =332414 Нм »332 кНм
qn3 = (785×981 +205103)×1 =21270Нм »2127кНм;
q3= (7859×981×105 +205103×12)×1 =25408 кНм
Расчетные усилия M и Q в балках настила определяем известными методами строительной механики как для разрезных однопролетных балок.
Вариант I расчетный пролет = B = 8 м (рис.1а):
изгибающий момент в середине пролета
поперечная сила на опоре
Вариант II расчетный пролет = B = 8м (рис.1б):
расчетный пролет = b = 3 м (рис. 1в):
В соответствии с п. 5.18* вычисляем требуемый момент сопротивления сечения балок из условия прочности по формуле:
и требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости
где c1 - коэффициент учитывающий возможность развития пластических деформаций с1=112 - для прокатных балок при изгибе в плоскости стенки;
gс = 11 - коэффициент условий работы конструкций принимаем по таблице 6*;
Ry – расчетное сопротивление стали табл.51*.
По сортаменту горячекатаных двутавровых балок (табл.1прилож[6]) с учетом W bf=155мм; tf = 123 мм; I W m2 =57 кгм.
для балки настила по варианту II принимаем T 40: h =400 мм; bf = 155мм; tf =13 мм; tw = 75 мм; I W m2 = 57 кгм.
для балки настила по варианту III принимаем T 16: h = 160 мм; bf = 81 мм; I W m2 = 159 кгм.
Погонная равномерно распределенная нагрузка на вспомогательную балку:
Изгибающий момент в середине пролета
Поперечная сила на опоре
Требуемый момент сопротивления сечения
Требуемый момент инерции сечения
принимаем T 60: h = 600 мм; I W m3 = 108 кгм.
Таблица 2.Технико-экономические показатели
Число балок на ячейку 15 х 6
В соответствие с таблицей 2 принимаем для дальнейшего проектирования вариант I балочной площадки.
Главные балки балочной площадки запроектирована сварной в виде составных двутавров. Их сечение состоит из трех прокатных листов - вертикального (стенки) и двух горизонтальных (полок) с соединением элементов на сварке поясными швами.
Для экономии стали в главной балке составного сечения Нормы допускают использовать упругопластическую работу материала (п.5.18*) если эти балки выполнены из стали с пределом текучести до 530 МПа несущих статическую нагрузку при касательных напряжениях t 09Rs (кроме опорных сечений). Однако в составных балках из-за большой гибкости стенки (lw =hw tw - значительно больше чем в прокатных) эффективность увеличения несущей способности балки от использования упругопластической работы материала стенки балки получается незначительной. В составных балках ухудшается местная устойчивость стенки при увеличении ее гибкости что требует дополнительных конструктивных мероприятий по обеспечению устойчивости стенки. Это также снижает экономический эффект от использования упругопластической работы материала балки.
1. Расчетная схема. Расчетные нагрузки и усилия
Нагрузка на главную балку передается через балки настила или вспомогательные балки в виде сосредоточенных сил. При передаче нагрузки на главную балку через 5 и более балок настила или вспомогательных балок можно считать нагрузку равномерно распределенной.
Нормативные и расчетные значения сосредоточенных нагрузок на главную среднюю балку следует определять по формулам:
для нормального варианта балочной клетки
Pn = (m×g + v)×a×B кН;
P = (m×g×gf + v×gf)×a×B кН;
для усложненного варианта балочной клетки
Pn = (m×g + v)×b×B кН;
P = (m×g×gf + v×gf)×b×B кН.
Нормативные и расчетные значения интенсивности равномерно распределенной нагрузки на главную среднюю балку
qn = (m×g + un)×B кН;
q = (m×g×gf + un×gf)×B кН.
Здесь m – расход стали на 1 м3 площади балочного перекрытия.
рис. 3. К определению нагрузки на главную балку
Погонная нагрузка с учетом собственного веса главной балки - 2 %:
qn = (m×g + un)×B = 102×(1284×981 +205103)×8 =17706004 Нм =1776 кНм = 177 Нсм;
q = 102×(m×g×gf + un×gf)×B = 102×(1284×981×105 +205103×12)×8 =
=21096514 Нм =210965 кНм.
Максимальные значения расчетных усилий:
рис.3. Усилия в главной балке
2. Определение высоты главной балки
Подбор сечения начинают с назначения высоты балки. Высоту балки назначают близкой к hопт определенной из экономических соображений и не меньшей hmin установленной из условия допустимого прогиба. Принятая высота балки не должна превышать максимальную (hг.б.max) определенную из заданной строительной высоты перекрытия (hстр). Если hопт значительно превышает hmax то следует принимать сопряжение балок в одном уровне.
Для балок у которых оптимальная высота (hопт) получается меньше чем требуется по условиям допустимого прогиба (жесткости) – hmin наивыгоднейшую высоту сечения балки следует определять по формуле
где Ifтр- требуемый момент инерции который определяет сечение необходимое для удовлетворения заданного относительного прогиба =1400.
При определении hопт требуется знать толщину или гибкость стенки поэтому для первого этапа расчета толщину или гибкость стенки можно принимать по табл.3 [6].
рис. 5. Схема сопряжения балок.
Вычисляем требуемый момент сопротивления поперечного сечения в предположении работы материала в упруго стадии. Расчетное сопротивление стали С245 Ry =24кНсм2 для проката
толщиной более 20 мм (см. Табл. 51[6]) коэффициент условия работы конструкции gс = 1 (см. таблицу 6[6]);
Минимальная высота (по жесткости) балки
Задаемся гибкостью стенки lw = 155 (табл.3). Тогда оптимальная высота балки без учета развития пластических деформаций:
При пониженном сопряжении балок настила
h.max = hстр - tн - f = 260 - 1 – 45=2545 см
где f = L400 = 1800400 = 45 см - прогиб балки.
Принимаем h = 212 см что больше hmin =147 см меньше hmax =2545см и близко к hопт=2066см.
Толщина стенки также является основным параметром сечения балки. От принятой толщины стенки зависит экономичность сечения составной балки.
Минимальную толщину стенки устанавливают исходя из условий прочности на срез предельной гибкости стенки и стандартной толщины листового проката.
Толщину стенки следует принимать минимально необходимой исходя из заданной гибкости lwпри определении hопт и фактически принятой высоты стенки hw:
Наименьшую толщину стенки определяют из условия ее работы на касательные напряжения
Чтобы обеспечить устойчивость стенки без дополнительного укрепления ее продольными ребрами необходимо принимать толщину стенки не менее
В балках высотой более 2 м толщина стенки из условия получается чрезмерно толстой поэтому ее рекомендуется принимать в пределах tw = (1200 1250)×hw и укреплять одним продольным ребром.
Определяем толщину стенки tw из условий:
а) прочности на срез от Qma Rs = 0.58×Ry = 058×240 = 139 МПа; Ry = 240 МПа при толщине проката 10 20 мм (табл.18)
б) местной устойчивости стенки без укрепления продольными ребрами жесткости
Принимаем tw = 12 мм что соответствует гибкости стенки lw = 170 (hw tw=203 12 = 170). Так как гибкость больше допустимой (155) то балку придется укреплять одним продольным ребром.
Требуемую площадь сечения одного поясного листа балки определяют из условия прочности (по - требуемый момент инерции балки из условия прочности) или из условия жесткости (по- требуемый момент инерции сечения балки из условия жесткости) если. Поэтому в формуле по определению требуемого момента инерции приходящегося на поясные листы (Ifтр = Iтр – Iw) принимают большее из двух значений или .
Вычисляем требуемый момент инерции сечения балки из условия прочности
где h = hw + 2×tf = 210 + 2×20 = 214см
Так как подбор сечения поясов ведем по моменту инерции
Момент инерции стенки балки
Требуемый момент инерции приходящийся на поясные листы
Расстояние между центрами тяжестей поясных листов
h0 = h – tf = 214 – 20 = 212см.
Требуемая площадь сечения одного пояса балки
Принимаем поясные листы балки из листа универсальной широкополосной стали по ГОСТ 82-70* (табл.3 прилож.[6]) 630 22мм площадь сечения пояса Af = 6322 =1386см2.
Проверяем принятые размеры поясных листов:
tf = 22 мм 3×tw = 3×12 = 36 мм.
местная устойчивость сжатого пояса обеспечена.
Высота сечения балки
h = hw + 2×tw = 210 + 2×22 = 2144 см.
A = hw×tw + 2×bf×tf = 210×12 + 2×63×22 =5208см2.
Момент инерции сечения
Момент сопротивления сечения
Статический момент полусечения относительно нейтральной оси
Отношение площади сечения поясного листа к площади сечения стенки
Проверяем прочность принятого сечения на действие максимального изгибающего момента:
Недонапряжение в сечении
Проверяем прогиб балки:
5. Изменение сечения балки по длине
Поскольку составное сечение главной разрезной балки подбирают по максимальному изгибающему моменту Мmax (в середине пролета) то его можно уменьшить у опор. Изменение сечения производят за счет уменьшения ширины поясных листов при этом их толщина остается неизменной.
Сопряжение поясных листов осуществляют посредством прямого стыкового шва и уменьшенное сечение поясов принимают из условия прочности этого шва на растяжение Rwy=085×Ry. Место изменения сечения следует делать на расстоянии x = (L6 L7) от опоры.
Ширина измененного сечения пояса должна отвечать условиям:
Изменение сечения в соответствии с п. 5.19* выполняем без учета пластических деформаций за счет уменьшения ширины поясных листов на расстоянии около 16 пролета от опоры.
Определяем усилия в балке на расстоянии 3 м от опоры (рис. 7):
Подбираем уменьшенное сечение балки исходя из прочности стыкового шва нижнего пояса. Расчетное сопротивление сварного соединения встык на растяжение (ручная сварка) Rwy = 085Ry. =085×230 = 1955Мпа=1955 кНсм2.
Требуемый момент сопротивления:
Для определения требуемой площади поперечного сечения поясов вычисляем:
If1.тр. = Ix1 - Iw =2518239 –8365427=168169643 см4.
Требуемая площадь поперечного сечения поясов в измененном сечении
Ширина поясного листа:
Принимаем поясной лист 380 22 мм из широкополосной универсальной стали по ГОСТ 82-70*. bf1 =380 мм > bf 2 =315 мм; bf1 = 380 мм > h 10 = 2074 10 =2074 мм.
Геометрические характеристики измененного сечения балки:
Статический момент пояса относительно нейтральной оси:
Проверяем прочность измененного сечения балки по касательным напряжениям на опоре:
где Ry = 24 кНсм2 – расчетное сопротивление стали С245 для проката толщиной от 10 до 20мм (tw = 12мм).
Проверяем прочность измененного сечения балки по приведенным напряжениям на грани стенки (точка А рис. 8) по п. 5.14*. При этом:
нормальные напряжения в точке А
касательные напряжения в точке А
Так как одна из балок настила попадает на место измененного сечения то определяем местные напряжения под балкой настила:
.f = bf + 2×tf = 145 + 2×22 = 189 см – условная длина распределения нагрузки п.5.13 [3];
bf = 145 см - ширина пояса T 36.
Приведенные напряжения
Таким образом прочность принятого уменьшенного сечения главной балки обеспечена.
6. Расчет поясных швов
В данной балке соединение поясов со стенкой осуществляют поясными швами. Поясные швы исключают при изгибе балки сдвиг поясов относительно стенки и превращают все сечение в едино работающее. Это соединение передает на стенку балки местную нагрузку приложенную к поясам между поперечными ребрами жесткости. Поясные швы принимают двусторонними. Поясные швы выполнены автоматической сваркой сплошными наименьшей допускаемой толщины.
Расчет поясных швов ведется на сдвигающее усилие возникающее между поясами стенкой и местное давление от внешней нагрузки приложенной к поясу балки.
Поясные швы выполняем автоматической сваркой в положении "в лодочку" сварочной проволокой Св-08ГА под слоем флюса АН-60. Катет шва kf = 7 мм – минимально допустимая толщина сварного шва по табл. 38*[6]. Для этих условий и стали С245 по табл. 56 [6]: Rwf = 200 МПа; Rwz =045×Run = =045×370 =1665МПа; bf = 11; bz = 115 (Run = 370 МПа табл.51* - для наиболее толстого из свариваемых листов).
Расчетные усилия на единицу длины шва:
Проверяем прочность шва:
по металлу границы сплавления:
Таким образом минимально допустимая толщина шва достаточна по прочности.
7. Проверка обеспеченности общей устойчивости балки
Нагрузка на главную балку передается через балки настила закрепляющие главную балку в горизонтальном направлении и установленные с шагом а = 1125м.
Определяем предельное отношение расчетной длины участка балки между точками закрепления lef к ширине сжатого пояса bf при котором не требуется расчет на устойчивость балки по таблице 8* [6]:
Предельное отношение lef bef =1502 a bf =179 следовательно устойчивости балки проверять не требуется.
8. Проверка местной устойчивости элементов балки
Элементы балки составного сечения (сжатые пояса и стенка) могут потерять устойчивость. Сжатые пояса теряют устойчивость под действием сжимающих нормальных напряжений а стенка – под действием сжимающих нормальных и (или) касательных напряжений. Такую потерю устойчивости называют местной.
Потеря устойчивости одним из элементов балки приводит к потери несущей способности всей конструкции. Поэтому при проектировании балки составного сечения необходимо стремится к тому чтобы несущая способность из условия обеспечения местной устойчивости ее элементов была не ниже несущей способности конструкции из условия прочности.
В соответствии с требованиями Норм (табл.30) проверка устойчивости сжатого пояса производится в месте нормальных максимальных напряжений по формуле
где bef =( bf – tf) 2 – свес полки;
bf tw – ширина и толщина поясного листа;
tw – толщина стенки.
Стенка составной балки имеет как правило очень большую гибкость (lw >100) поэтому устойчивость стенки обеспечивают укреплением ее специальными ребрами жесткости которые делят стенку на отсеки. Эти отсеки могут потерять устойчивость независимо один от другого.
Стенки балок укрепляют поперечными ребрами жесткости если значение условной гибкости стенки превышает 32 при отсутствии подвижной нагрузки.
Расстояние между основными поперечными ребрами не должно превышать 2hef если и 25hef если (где hef = hw – высота стенки). В стенке укрепленной только поперечными ребрами ширина их выступающей части bh должна быть для симметричного парного ребра не менее hef30+40 мм для одностороннего ребра - не менее hef24+50мм; толщина ребра ts должна быть не менее .
Суть расчета на устойчивость стенок балок состоит в том что действительные напряжения s t sloc у расчетной границы стенки в целях обеспечения необходимой безопасности не должны превышать критических scr tcr sloccr а также должны выполняться условия:
а) - при отсутствии местного сжимающего напряжения (s
б) - при наличии местного напряжений (sloc0).
Действующие напряжения s t у расчетной границы стенки следует вычислять в предположении упругой работы материала на действие средних значений соответственно момента (М) и поперечной силы (Q) в пределах отсека; если длина отсека (а) больше его расчетной высоты (hw) то M и Q следует вычислять для более напряженного участка с длиной равной высоте отсека. При наличии сосредоточенной сжимающей силы приложенной непосредственной к верхнему поясу балки M и Q следует определять под этой сосредоточенной силой. Если в пределах отсека находится место измененного сечения балки то значения M Q W берут по уменьшенному сечению.
Стенка балки укреплена поперечными и одним продольным ребром т. к. толщина стенки не обеспечивает нужную гибкость ( п. 2.3.)
Проверка устойчивости сжатого пояса
Проверку устойчивости сжатого пояса производим в месте нормальных максимальных напряжений т.е. в середине пролета.
Устойчивость сжатого пояса при работе в пределах упругих деформаций. обеспечивается выполнением условий (п. 7.24 [3])
где b.f = (bf - tw)2 =(63-12)2 = 309 см - ширина свеса сжатого пояса.
Проверка устойчивости стенки.
Стенку балки в соответствии с п. 7.10[3]. необходимо укреплять поперечными ребрами жесткости так как условная гибкость стенки
Ставим ребра жесткости как показано на рис. 8. Максимальное расстояние между ребрами в отсеке №1 а = 3375 м что меньше 2×hw = 2×203=406 м. В остальных отсеках - а =225 м. Для укрепления стенки балки принимаем парные ребра жесткости с шириной bh = 110мм и толщиной ts = 8 мм:
Определяем усилия M и Q в расчетных сечениях (рис.8):
рис.8. Схема расположения поперечных ребер жесткости
Проверка устойчивости отсеков стенки балки ведем по п. 7.7. [3]
Отсеке № 1 Исходные данные для проверки устойчивости:
-высота отсека h1=60 см и толщина стенки tw = 12 см;
-ширина и толщина поясного листа - bf = 630 мм tf = 22 мм;
-расчетные сопротивления материала стенки – Ry = 240 МПа; Rs = 139 МПа;
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M1 = 8512 кН×м Q1 = 119 кН;
-момент сопротивления в расчетном сечении – W
-местная сосредоточенная сила приложенная к верхнему поясу равная опорной реакции балки настила – F = Q = 1118 кН и условная длина распределения этой силы lef = 189 см.
Условная гибкость стенки
Так как a = 3375 м > h1 = 60 см обозначим меньшую сторону отсека через d (d = hw = 60 см).
Отношение большей стороны отсека к меньшей
m = a h1= 3375 60 = 5625>2 следовательно =2.
Отсек рассчитывают по формуле:
sscr1 + slocsloccr1 + (ttcr1)2 gc
где gс следует принимать по табл. 6* [3] а s sloc и t – определять согласно требованиям п. 7.2*[3].
Местные напряжения в стенке под балкой настила
sloc = F (tw×lef) = 1118 [12×189] = 493 кНсм².
Сжимающие нормальные и касательные напряжения у расчетной грани стенки:
Значения scr1 и sloccr1 следует определять по формулам:
sloccr1 = (124 + 0476m1)
Так как ah1 > 2 то при вычислении scr1 и s
sloccr1 = (124 + 0476m1)=(124+04762)625(2434²)=2844 кНсм²
Касательные критические напряжения
где d – меньшая из сторон пластинки d=h1=60 см(hef или a);
m – отношение большей стороны пластинки к меньшей.
Отсеке № 2 Исходные данные для проверки устойчивости:
-высота отсека h2=143 см и толщина стенки tw = 12 см;
Отсек рассчитывается по формуле:
tcr2 – следует определять по формуле (76)[3] с подстановкой в нее размеров проверяемой пластинки;
Коэффициент tc следует определять по табл. 6*[3].
sloc2 = 04sloc=04493=1972 кНсм²
; a(hw-h1)=3375(203-60)=236 с1=456
а=05а=053375=16875 см
Отсеке № 3: Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M1 = 7711 кН×м=771100 кНсм Q1 =5933кН;
Так как a = 225 м > h1 = 60 см обозначим меньшую сторону отсека через d (d = hw = 60 см).
m = a h1= 225 60 = 375>2 следовательно =2.
sscr1 + slocsloccr1 + (ttcr1)2 gc (82)
Условие удовлетворяется !
Отсеке № 4 Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M2 = 7711 кН×м Q1 =5933кН;
; a(hw-h1)=225(203-60)=157 с1=3178;
Отсеке № 5: Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M3 =5842 кН×м=584200 кНсм Q1 =1068кН;
Проверяем устойчивость отсека №5 на действие напряжений в месте изменения сечения балки.
-ширина и толщина поясного листа - bf = 380 мм tf = 22 мм;
Так как ah1 > 2 то при вычислении scr1 следует принимать a = 2h1=120 см;
Отсеке № 6: Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M3= 5842 кН×м Q1 =1068 кН;
Проверяем устойчивость отсека №6 на действие напряжений в месте изменения сечения балки.
Отсеке № 7: Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M4=2905кН×м Q1 =1543кН;
Отсеке № 8 Исходные данные для проверки устойчивости:
-усилия в расчетном сечении (рис. 8) – M4= 2905 кН×м Q4 =1543 кН;
Условие выполняется !
9. Конструирование и расчет опорной части балки
Сопряжение балки со стальной колонной примыкающей сверху считается шарнирным т.е. передающим только опорную реакцию. Передача опорной реакции V=Qmax происходит через опорное ребро которое приваривают к торцу балки по всему контуру их примыкания угловыми швами (рис.9).
Нижний торец ребра выступает за грань нижнего пояса на 20мм (не более 15ts) и его поверхность фрезеруется с целью плотного опирания на опорную плиту оголовка колонны
Главная балка опирается на колонну сверху и через опорное ребро приваренное к торцу балки передает на нее опорную реакцию V = Qmax = 1899 кН.
Принимаем конструкцию опорной части по варианту (рис. 9).
рис.9. К расчету опорной части балки
Ширину опорного ребра принимаем = 400 мм.
Определяем толщину ребра из условия прочности на смятие торцевой поверхности
где Rp- расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности Rp = Ru = 360 МПа (табл. 51*.)
Принимаем ребро из листа 400х16 и проверяем устойчивость опорной части:
площадь сечения условной стойки (рис.9 сечение а-а)
Вычисляем момент инерции сечения относительно оси х1 (рис. 9) без учета момента инерции участка стенки (ввиду малости) радиус инерции сечения и гибкость стойки с расчетной длиной равной высоте стенки.
По табл.72 в зависимости от значений lx1 = 214 и Ry = 240МПа определяем значение коэффициента продольного изгиба j = 095.
Проверяем устойчивость опорного ребра:
Проверяем местную устойчивость опорного ребра (табл. 29*):
местная устойчивость ребра обеспечена.
Выполняем расчет угловых швов сварного соединения опорного ребра со стенкой (сварка полуавтоматическая сварочной проволокой Св-08Г2С d = 14 2мм):
по металлу границы сплавления
Минимальный катет шва по табл.38* [3] kf min = 7мм.
Минимальный катет флангового шва из условия w 85×bf×kf:
Окончательно принимаем катет шва kf = 9 мм.
10. Расчет и конструирование монтажного стыка балки на высокопрочных болтах
Монтажный стык запроектирован фланцевым соединением на высокопрочных болтах. Фланец взят конструктивно толщиной 14 см. Фланец скреплен с балкой ручной сваркой.
Высокопрочные болты изготавливают в различном климатическом исполнении из сталей 40Х «селект» 38ХС 30Х3МФ 30х2НМФА диаметром от 16 до 48 мм. Наиболее распространенными являются высокопрочные болты из стали марки 40Х «селект» по ТУ 14-1-1237-75.
Болты следует размещать в соответствии с табл. 39 п.12.19*[3] а именно шаг между центрами болтов в соединении устанавливать: минимальный - 25d максимальный - 8d и 12t; расстояния от центра болта до края накладки: минимальное вдоль усилия - 2d поперек усилия - 15d максимальное 4d и 8t где d - диаметр отверстия для болта; t – толщина наиболее тонкого наружного элемента.
Укрупнительный стык размещаем в середине пролета балки (х = 9 м). Усилия M и Q в расчетном сечении: Мma Qmax = 0 (см. п. 2.8). Конструкция стыка представлена на рис.10.
рис. 10. Монтажный стык на высокопрочных болтах.
Стык осуществляем высокопрочными болтами диаметром 20мм из стали 40Х "селект"с временным сопротивлением материала болта разрыву Rbun = 1100МПа (табл.61); обработка поверхности газопламенная. Расчетное усилие Nb которое может быть воспринято одним болтом следует определять по формуле (129)[3]:
где Rbt=07×Rbun= 07×1100 = 770МПа - расчетное сопротивление растяжению высокопрочных болтов;
Abh = 245 см2 - площадь сечения болта нетто определяемая по таблице 62*.
Nb = Rbt Abn=77245=18865 кН.
Усилие на один болт от действия поперечной силы V = 0 так как Q = 0.
Для фланцевых соединений с весьма жесткими на изгиб фланцами можно допустить что усилия в болтах распределяются пропорционально расстоянию от точки приложения равнодействующей силы в сжатой зоне например от серединной плоскости сжатого пояса до болта. Тогда усилие в наиболее напряженном крайнем болте будет:
где n m – число рядов;
=4((61)²+(61+20)²+(61+20+19²+(61+20+19+18)²+(631+17)²+(801+16)²+(961+15)²+(1111+15)²+(1251+13)²+(1381+12)²+(1501+11)²+(1611+10)²+(1711+9)²+(1801+8)²+(1881+7)²+(195.1+6)²+(201.1+3+2.2+3)²)=13493514 см².
Равнодействующее усилие от момента и поперечной силы в наиболее напряженных крайних болтах стенки
прочность стенки обеспечена.
Колонны предназначены для передачи нагрузки от главных балок на фундаменты и состоят из трех частей: верхней – оголовок воспринимающей нагрузку от балок; средней – стержень передающей нагрузку от оголовка на базу и нижней – базы передающей нагрузку от стержня на фундамент.
По типу сечения колонны бывают сплошные или сквозные. Стержень колонны сплошного сечения проектируют в виде широкополочного двутавра типа К (колонный) или сварного (составного) двутавра. Стержень сквозной центрально сжатой колонны обычно состоит из двух ветвей (швеллеров или двутавров) связанных между собой решетками.
Расчет колонны включает в себя: выбор типа сечения стержня установление расчетной схемы подбор сечения и проверку устойчивости стержня расчет и конструирование оголовка и базы колонны. При выборе типа сечения стержня колонны необходимо учитывать величину нагрузки действующей на колонну.
Расчетная схема колонны должна соответствовать принятому конструктивному решению узла сопряжения главной балки с оголовком базы колонны с фундаментом. Поэтому в зависимости от конструктивных решений узлов колонны ее следует рассматривать как защемленную или шарнирно опертую. Верхняя часть стержня колонны большей частью принимается шарнирной.
Нижний конец колонны рассматривается шарнирно закрепленным если опорная плита базы непосредственно закреплена в фундаменте двумя фиксирующими анкерными болтами d = 20 30 мм а жестко закрепленным если база колонны закреплена в фундаменте не менее чем четырьмя анкерными болтами d = 24 36мм посредством специальных столиков.
В соответствии с принятым характером закрепления концов колонны расчетная (приведенная) длина стержня колонны lef определяется по формуле
где m - коэффициент приведения длины.
Расчетное значение продольного усилия сжатия возникающего в поперечном сечении стержня колонны среднего ряда может быть вычислено по формуле:
где Qmax – поперечная сила в опорной части главной балки.
Конструктивнгая длина колонны определяется на основании заданной отметки верха перекрытия H по формуле
lк = H + hз – (h + hб.н. + tн + 20) см
если принят поэтажный вариант сопряжения балок и по формуле
lk = H + h3 - (h + tн + 20) см
если вариант сопряжения балок в одном уровне.
Здесь h3– заглубление колонн ниже нулевой отметки;
h - высота сечения главной балки;
hб.н. - высота сечения балки настила;
tн - толщина металлического настила.
1.1. Подбор сечения стержня сплошной сварной колонны
Материал конструкции – сталь С245 с расчетным сопротивлением Ry = 240Мпа (табл.51*[3]) коэффициент условий работы gс = 1. Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне
N = 2×Qmax×101 = 2×1899×101 = 3836 кН.
Конструктивная длина стержня колонны на основе заданной отметки верха перекрытия Н=136м
Lk=H+hз-(h+hб.н.+tн+20)=1360+70-(2074+36+10+20)=11836 см
где h3 = 70 см – заглубление колонн ниже нулевой отметки;
h = 2074 см - высота сечения главной балки;
hб.н. = 36 см - высота сечения балки настила;
tн = 1 см - толщина металлического настила.
Принимаем двутавровое сечение стержня колонны сварное из трех листов. Для двутаврового сечения ix = 043×h а iy = 024×b (h – высота сечения b – ширина сечения). Поэтому для обеспечения равноустойчивости стержня колонны относительно главных осей симметрии (х – х и y – y) уменьшаем расчетную длину колонны относительно оси y – y путем постановки вертикальных связей между колоннами по схеме приведенной на рис.11. Расчетные длины стержня колонн:
относительно оси x -x
f x= m×k = 1×11836 =11836 см
относительно оси y – y
f y= m×k2 = 1×118362 =5918 см.
Задаемся гибкостью колонны l =70. Условная гибкость стержня колонны
По табл.72 находим соответствующее значение коэффициента продольного изгиба j = 0754.
Находим требуемые геометрические характеристики поперечного сечения стержня колонны:
радиусы инерции сечения
высота сечения (см.табл.8.1. [ 3])
bтр = iтрy024 = 85024=354см.
рис.11 К определению расчетной длины колонны
Принимаем высоту стенки hw = 400 мм равной ширине листа широкополосной универсальной стали (по ГОСТ 82-70*). Из условия местной устойчивости при (п.7.14*[3])
и tw=hw598 = 677 мм.
Требуемая площадь полки
Aтрп = (Aтр - tw)2 = (212 – 0740)2 = 92 см2.
Тогда толщина полки
tf = Aтрпbf = 9236 = 26 см.
Из условия местной устойчивости свесов полок ( п.7.23*)[3]
Толщина поясного листа из условия устойчивости
Принимаем поясные листы из широкополосной универсальной стали (по ГОСТ 82-70*) сечением 36025мм.
рис.12. Сечение сплошной колоны
Геометрические характеристики сечения:
A = 2×bf×tf + hw×tw = 40×07 + 22536 = 208 см2;
Момент инерции сечения относительно оси x – x
то же относительно оси y – y
ly = lefyiy = 591897 = 61 .
Так как ly > lx то проверяем устойчивость стержня колонны по подобранному сечению относительно оси y – y. Для ly = 61коэффициент продольного изгиба j = 08.
1.2. Подбор сечения сквозной колонны балочной площадки
Материал конструкции – сталь С245 с расчетным сопротивлением Ry=240МПа (табл.51*)[3].
Расчетное значение продольного усилия сжатия в колонне
Принимаем шарнирное закрепление концов колонны тогда в соответствии с принятым характером закрепления коэффициент приведения длины m = 1. Конструктивная длина стержня колонны lк = 860 см (см.п.3.1).
Расчетные длины стержня колонны
lx = m× l к = 1×11836 =11836 см.
lk=ly2=118362=5918 см
Расчет относительно материальной оси
Задаемся гибкостью относительно материальной оси lx = 70.
По табл.72[3] для гибкости lх = 70 jх = 0754.
Вычисляем требуемую площадь поперечного сечения стержня колонны
По сортаменту двутавров (ГОСТ 8239-728) подбираем два двутавра T50:
A = 2×100 = 200 см2; Iy =1043 см4.
Проверяем устойчивость стержня колонны относительно материальной оси:
Таким образом устойчивость стержня колонны относительно материальной оси обеспечена.
рис.13. К расчету ветвей сквозной колонны
Расчет относительно свободной оси
Из условия равно устойчивости находим требуемую гибкость стержня колонны относительно свободной оси задаваясь гибкостью ветви l1y = 30:
Требуемый радиус инерции сечения относительно свободной оси
Требуемую ширину сечения b находим из формулы:
Проверяем наличие зазора 100 150мм между полками двутавров необходимого окраски конструкций:
Принимаем b=32 см тогда:
Длина ветви в = l1×i1y = 30×323 = 969 см.
Принимаем расстояние между планками (в свету) 970 см и сечение планок 10х220мм (ширина планки bp = (05 07)×b = 07×b = 07×320 » 220) тогда Iпл = 10×22312 = 8873см4. Расстояние между центрами планок
l = lв + bp = 970 + 220 = 1190мм.
Радиус инерции сечения
Отношение погонных жесткостей
поэтому приведенную гибкость находим по формуле (см. табл.7[3]);
- следовательно нужно делать проверку относительно свободной оси.
Раздельная проверка местной устойчивости отдельных ветвей выполняется по формуле (6.52[2]):
где N – расчетное усилие в стержне; А – площадь поперечного сечения стержня; φb – коэффициент устойчивости ветви определяемый в зависимости от ее гибкости λb=lb φ – коэффициент устойчивости сквозного стержня определяемый в зависимости от условной приведенной гибкости стержня:
По формуле (6.51[2]) определяем приведенную гибкость
Вычисляем φ по формуле (6.32[2]):
Расчет планок. Расчет соединительных планок выполняем на условную поперечную силу Qfic.
где j=0916 - коэффициент продольного изгиба принимаемый для стержня в плоскости соединяемых элементов.
Условная поперечная сила Qfic распределяется поровну между планками лежащими в плоскостях перпендикулярно оси у - у.
Поперечная сила приходящаяся на планку одной грани:
Qs = 05×Qfic = 05×366 = 183 кН.
Изгибающий момент и поперечная сила в месте примыкания планки (рис.16):
рис.14. К расчету планки
Соединительные планки привариваем к полкам двутавра угловым швом с катетом шва k = 7 мм.
Сварка полуавтоматическая в углекислом газе сварочной проволокой Св-10Г2 d =14 – 2 мм.
По табл.56 (по ГОСТ 2246-70*):
Rwf = 24015 МПа Rwz = 045×370 = 1665 МПа; по табл.34* [3] bf = 09; bz = 105; тогда bf×Rwf = 09×240 = 216 МПа > bz×Rwz = 105×1665 = 175МПа.
Необходима проверка по металлу границы сплавления.
Расчетная площадь шва:
Aw = kf×w = 08×(22 - 2×08) = 1632 см.
Момент сопротивления шва:
Напряжения в шве от момента:
Напряжения в шве от поперечной силы:
Проверяем прочность шва по равнодействующему напряжению:
2. Конструирование и расчет оголовка колонны
Принимаем плиту оголовка толщиной tпл = 25мм и размером 700 х 540мм. Давление главных балок передается через ребро приваренное к стенке колонны четырьмя угловыми швами (шов А рис.15) Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С d = 14 2мм. Rwf = 215 МПа Rwz = 045×Run = 045×370 = 1665Мпа.
рис.15. К расчету оголовка колонны
Определяем необходимую длину участка смятия ребра:
bсм = bp + 2×tпл = 40 + 2×25 = 45см.
Толщину опорного ребер находим из условия смятия:
Принимаем tp = 25 мм.
Длину опорного ребра p (высоту оголовка) находим из условия размещения сварных швов обеспечивающих передачу усилия N = 3836 кН с ребра на стенки ветвей колонны. . Примем катет шва kf =10 мм 12×tmin = 12×10 = 12 мм.
По табл.34* bf = 08 bz = 105. Так как bf×Rwf =08×215 = 172 МПа > bz×Rwz = 105×1665 = 1748 МПа.
Принимаем p = 54 см.
Проверяем стенку двутавра на срез вдоль ребра:
Необходимо местное усиление стенки оголовка путем замены участка стенки двутавра в пределах высоты оголовка более толстой вставкой. Принимаем ее толщину 14мм а длину вст = p +140 мм=540 + 140=680мм.
Торец колонны фрезеруются после ее сварки поверхности плиты строгается поэтому швы крепления ребра и плиты можно не рассчитывать. По табл.38* принимаем конструктивно минимально допустимый катет шва kf = 8мм. Конец ребра укрепляем поперечным ребром сечения которого принимаем 120 х 10 мм.
3. Конструирование и расчет базы колонны
База колонны является опорной частью колонны и служит для передачи усилий с колонны на фундамент. Конструкция базы должна соответствовать принятому в расчетной схеме колонны (рис.11) способу сопряжения ее с фундаментом. При расчетном усилии в колонне до 6000кН принимают базу с траверсами. При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом ставят два или четыре анкерных болта d=24 мм для фиксации проектного положения колонны. Анкеры в этом случае прикрепляются непосредственно к опорной плите базы.
Диаметр отверстий в плите базы принимают в 15 2 раза больше диаметра анкерных болтов. На анкерные болты надевают шайбы с отверстием которое на 3 мм больше диаметра болта и после натяжения болта гайкой шайбу приваривают к базе.
Размер плиты базы B и L определяются по требуемой площади плиты при этом из конструктивных соображений длина плиты
Lpl > b×(100 120) мм
Bpl = h + 2×(ttr +40 50) мм.
Здесь b и h – соответственно ширина и высота сечения стержня колонны;
ttr – толщина листа траверсы;
0 мм – минимальный габарит равный расстоянию от грани колонны до края плиты необходимый по конструктивным соображениям для размещения анкерных болтов d = 24 30 мм.
В соответствии с конструкцией базы плита может иметь участки опертые по четырем сторонам трем сторонам и консольный участок (рис.). Толщина плиты определена по наибольшему из найденных для различных участков плиты изгибающему моменту. Обычно толщину плиты принимают в пределах 20 40 мм. Если толщина плиты по 1 и 2 участкам сильно отличается друг от друга (более 40%) наиболее напряженный участок плиты следует перекрывать с помощью диафрагм и (или) ребер.
рис.16. К расчету базы колонны
Определение размеров опорной плиты
Размер опорной плиты в плане определяем исходя из условия прочности бетона фундамента смятию под плитой
- коэффициент зависит от отношения площадей фундамента и плиты = 12;
Rb - прочность бетона осевому сжатию. Для бетона класса В125 Rb =75 МПа.
Назначаем минимально возможную длину плиты базы колонны
Lpl = b + 240мм = 490 + 240 =730 мм.
по сортаменту 750 мм
Bpl = h + 2×(ttr +40 50)=610 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 750х610 мм.
Уточняем значения коэффициента
перерасчет плиты не требуется
Здесь= ( + + b)=(61+20)(75+20)=7695 см2
мм – расстояние от края опорной плиты базы колонны до наружной грани подколонника.
Вычисляем значение равномерно распределенной нагрузки на плиту снизу равной реактивному давлению фундамента:
Из условия работы опорной плиты базы колонны на изгиб которую рассматриваем как пластину опертую на торец стержня колонны и траверсы устанавливаем значения максимальных изгибающих моментов на отдельных расчетных участках:
участок 1 (плита опертая по четырем сторонам):
Устанавливаем траверс ttr=12 мм по середине участка тем самым получим совкршенно два одинаковых участка:
Отношение большей стороны участка (b = 48см) к меньшей (а =244 см):
По табл. 5 (прилож.[6]) определяем коэффициент a = 00947.
Максимальный момент в плите участка 1 в направлении короткой стороны а будет равен
Требуемая толщина плиты
- максимальной толщины стали С245 табл.51* поэтому принимаем для плиты сталь С345 при толщине проката 20 40мм Ry = 300 МПа.
Уточняем толщину плиты на участке №1
участок 2 (плита опертая по трем сторонам):
В пластинке опертой по трем сторонам изгибающий момент в середине свободного края определяют по формуле
где а – закрепленная сторона отсека;
- коэффициент по табл.6 (прилож [6])
Однако участок 2 рассматриваем как консольный так как отношение закрепленной стороны участка к свободной
участок 3 (консольная плита):
Назначаем толщину листа траверсы ttr = 12 мм и определяем вылет консольной части плиты с
Принимаем толщину плиты 40 м (2 мм принимаем на фрезеровку).
Прикрепление траверсы к колонне выполняем полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С d = 14 2мм. Максимальный катет углового шва вдоль кромок двутавра №50 kf =12 мм. Соответствующие характеристики: Rwf = 215МПа Rwz =1665МПа; bf = 08; bz = 105. Расчет выполняем по металлу шва так как bf×Rwf =08×215=172 МПа bz×Rwz=105×1665 = 175 МПа.
Необходимая длина сварного шва крепления траверсы к ветвям колонны
Принимаем высоту траверсы htr = lw = 450 мм. Крепления траверсы к плите принимаем конструктивно kf =12 мм по табл.38*[3] так как принят фрезерованный торец колонны.
Проверяем траверсу на изгиб и срез.
Нагрузка на 1см длины одного листа траверсы
qtr = 05×q×B = 05×084×61 = 2562кНсм.
Изгибающий момент в месте приварки траверсы к ветви колонны
Qtr = qtr × a = 256 × 13 = 3331 кН.
Момент сопротивления листа траверсы
Проверяем прочность траверсы по нормальным напряжениям
по касательным напряжениям
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов Под ред. Е.И. Беленя. - 6-е изд. - М.: Стройиздат 1985. - 560 с.
Металлические конструкции. Элементы стальных конструкций. Том 1. Под ред. В.В. Горева. - М.: "Высшая школа" 1997. - 520 с.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР 1990. - 96 с.
Стальные конструкции перекрытия технологической площадки.
Методические указания к курсовой работе под редакцией Н.Б.Козьмина – Челябинск1983.
Дедух А.Д. Альбом чертежей металлических конструкций. Часть 1 и 2. – Челябинск 1995.
Стальные конструкции балочной площадки. Учебное пособие для дневного и вечернего образования. Златоуст: ЗФЮУрГУ 1998г. – 48с.