Проектирование металлической балочной площадки

list_MK готов2.cdw

Материал конструкций-сталь С235
Болты нормальной точности М20
Проволока для автоматической сварки марки св-08А
для полуавтоматической - марки св-08 Г2С
На колонне К-1 крепление связей условно не показано
Высокопрочные болты
хселект" ГОСТ 22353-77.
Металлическая балочная
Монтажная схема. План М 1:200
Спецификация металла на элемент
На сварные швы 1% 18
На сварные швы 1% 12
Таблица отправочных марок
Условные обозначения:
болт нормальной точности
заводской угловой шов (видимый)
монтажный угловой шов (видимый)

мк готов.docx

Компоновка балочной площадки . .. 4
Конструирование и расчет стального настила .. . 6
Расчет балки настила 12
Конструирование и расчет главной балки . 18
1. Подбор и компоновка сечений главной балки . 18
2. Проектирование изменения сечения на длине балки . . 22
3 Проверка прочности устойчивости и прогиба составной балки .. .. 24
4 Проверка и обеспечение местной устойчивости элементов
5. Расчет и конструирование узлов главной балки .. 31
Конструирование и расчет центрально сжатой колонны 36
1. Подбор сечения стержня колонны . 36
2 Конструирование и расчет базы колонны . . . 38
3 Конструирование и расчёт оголовка колонны 40
Список использованной литературы .. 43
Компановка балочной площадки
При проектировании конструкции балочного покрытия рабочей площадки цеха проезжей части моста или другой аналогичной конструкции необходимо выбрать систему несущих балок называемую балочной клеткой.
В зависимости от назначения габаритных размеров значения и схемы расположения нагрузок типа настила выбирают схему балочной клетки. При этом рассматривают разные типы балочных клеток и выбирают наилучший исходя из наименьших затрат металла и труда на изготовление и монтаж конструкций.
Балочные клетки подразделяются на три основных типа: упрощенный нормальный и усложнённый.
Упрощенный тип основан на использовании балок одного направления передающих нагрузку на опоры (рис. 1 1).
Нормальный тип (рис. 1 2) состоит из главных балок и балок настила по которым укладывают настил. В балочной клетке нормального типа нагрузка с настила передается последовательно на балки настила (БН) на главные балки а затем на колонны.
В усложненном типе (рис. 1 3) балочной клетки имеется три вида балок – главные (ГБ) вспомогательные (ВБ) воспринимающие нагрузку от балок настила и балки настила. Усложненный тип целесообразно использовать когда необходимо перекрыть сравнительно большие пролеты а число внутренних колонн свести к минимуму.
Рис.1 Типы балочных клеток
-упрощенный; 2-нормальный; 3-усложнённый
Рациональность выбора типа балочной конструкции зависит от принятого способа сопряжения главных и вспомогательных балок.
Возможны три варианта сопряжений балок: этажное в одном уровне и пониженное (рис. 2). Конструкция этажного сопряжения (рис. 2 а) наиболее проста но ведет к увеличению строительной высоты. Такое сопряжение следует применять когда позволяет строительная высота покрытия (перекрытия) площадки. Сопряжение в одном уровне (рис. 2 б) и пониженное (рис. 2 в) рекомендуется применять в случае ограничения строительной высоты покрытия (перекрытия): первое – в нормальном типе балочной клетки второе – только в усложненном типе балочной клетки.
Рис. 2 Сопряжение балок:
а – этажное; б – в одном уровне; в – пониженное
Главные балки опирают на колонны и располагают вдоль больших расстояний. Расстояние между балками настила определяется несущей способностью настила и обычно бывает 06-16м при стальном и 2-35м при железобетонном настиле.
Расстояние между вспомогательными балками обычно назначается в пределах 2-5м и оно должно быть кратно пролёту главной балки. При выборе этого расстояния надо стремиться получить минимум число вспомогательных балок.
Выбор рационального типа балочной клетки и типа сопряжения балок в ней зависит от многих факторов и целесообразность выбора для данных конкретных условий может быть установлена только сравнением возможных вариантов конструктивного решения.
Конструирование и расчёт стального настила
Для расчета настила из пластины вырезается полоса шириной 1 см вдоль короткой стороны настила и рассчитывается как балка на двух опорах нагруженная равномерно распределенной нагрузкой. За расчетный пролет настила следует принимать расстояние между швами однако на практике обычно принимают шаг балок на которые он опирается (рис. 3).
Рис.3 а) плоский металлический настил; б) расчётная схема листового настила.
Предельное отношение пролета настила к его толщине по условию жесткости можно определить по формуле
где Нсм2; -цилиндрический модуль упругости
- заданное отношение пролёта настила к его предельному прогибу;
кПа - нормативная временная нагрузка.
Определяем размеры настила:
Принимаем материал настила – сталь С235 по ГОСТ 27772–88 с расчетным сопротивлением Ry = 230 МПа = 23 кНсм2
Предельно допустимый относительный прогиб
По короткой стороне листа настила вырезаем полосу шириной 1см. Временная равномерно распределенная нагрузка p = 21 кПа = 21Нсм2 линейная распределенная нагрузка на полосу qn = 1·p = 00021 кНсм. Расчетная схема настила показана на рис. 3 б.
Таблица №1 Рекомендуемая толщина настила
Для настилов используем листы толщиной 10-12 мм при 21q30кНм2. При нагрузках не превышающих 50кНм2 предельном относительном прогибе не более 1150 прочность шарнирно-закреплённого по краям стального настила всегда будет обеспечена и его надо рассчитывать только на прогиб.
Предельное отношение пролета настила к его толщине определяем по ф-ле:
Вариант 1. t = 1 мм = 1см
Вариант 2: t = 12 мм = 12 см;
Рис.3 Расположение балок настила а) по 1варианту б) по 2варианту
Так как длина главной балки составляет 138 м то ее необходимо разбить на два отправочных элемента с размещением монтажного стыка в середине балки. Место опирания балок настила и вспомогательных балок не должно совпадать с местом монтажного стыка.
Отношение длинной стороны листа настила к короткой Ва = 6061 > 2 поэтому расчет настила производим как для длинной пластины. Проверим прогиб и несущую способность полосы настила шириной 1 см.
Таким образом прочность и жесткость настила при его толщине равной 10 мм обеспечена.
Определяем силу растягивающую настил по формуле:
где t – толщина настила; коэффициент надёжности по нагрузке
Расчетная толщина углового шва прикрепляющего настил к балкам выполненного полуавтоматической сваркой в нижнем положении при диаметре сварочной проволоки 14 – 2 мм и при катетах швов 2 – 8 мм определяется по формуле:
где - коэффициент глубины проплавления швов.= 07;
-расчётное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва.
- коэффициент условия.
Принимаем катет шва kf = 4 мм.
Расчёт балки настила
) Устанавливаем расчетную схему балки (рис.4) (однопролетная шарнирно опертая балка):
Рис.4 Расчётная схема балки настила.
(1-Главная балка; 2-Балка настила; 3-Настил)
Подсчитываем нормативные и расчетные нагрузки:
Нагрузка от собственного веса настила:
qn2 =γ*tn = 785001 = 0785 кHм2
γ = 785 кHм3 – объемный вес стали
Нормативная и расчетная погонная нагрузки на балку настила:
qn = (qn1 + qn2 ) aγn = (21 + 0785)061095 = 126 кHм
q = (qn1γf 1 + qn2γf 2 )aγn = (2112 + 07851)061095 = 15 кHм
qn1 – временная нагрузка;
γ f 1 γ f 2 – коэффициенты надежности по нагрузке от временной нагрузки и от собственного веса стальных конструкций. а – ширина грузовой площади.
Расчетный изгибающий момент и поперечная сила:
Требуемый момент сопротивления определяем с учетом развития пластических деформаций предварительно назначив с1= 11:
где γc = 1 – коэффициент условий работы конструкции
По ГОСТ 8239–89 назначаем двутавр №24 со следующими характеристиками:
Ix=3460 см4 (Момент инерции)
Wx=289 см3 (Момент сопротивления)
Sx=163 см3 (Статический момент)
h= 240 мм (высота двутавра)
b = 115 мм (ширина полки двутавра)
tw = 56 мм (толщина стенки)
tf = 95 мм (средняя толщина полки)
ρl = 273 кгм (линейная плотность).
Нагрузка от собственного веса балки составит:
qn3 = ρl* g = 27310 = 273 Hм = 0273 кНм .
Ее доля по отношению к общей нагрузке на балку составляет
(qn3 qn)*100%=0273126*100%=21
в связи с чем уточнение нагрузки не требуется.
Предельно допустимый относительный прогиб балки =
Проверка жесткости балки:
В ходе проведения проверки было установлено что выбранный мною двутавр №24 не обеспечивает условие жесткости балки следовательно выбираем двутавр №27 со следующими характеристиками:
Ix=5010 см4 (Момент инерции)
Wx=371 см3 (Момент сопротивления)
Sx=210 см3 (Статический момент)
h= 270 мм (высота двутавра)
b = 125 мм (ширина полки двутавра)
tw = 6 мм (толщина стенки)
tf = 98 мм (средняя толщина полки)
ρl = 402 кгм (линейная плотность).
qn3 = ρl* g = 40210 = 402 Hм = 0402 кНм .
Произведем уточнение нагрузки:
qn = (qn1 + qn2+3 ) aγn = (21 + 1187)061095 = 1325 кHм
Двутавр №27 удовлетворяет условию жесткости
qn2 =γ*tn = 7850012 = 0942 кHм2
qn = (qn1 + qn2 ) aγn = (21 + 0942)073095 = 152 кHм
q = (qn1γf 1 + qn2γf 2 )aγn = (2112 + 09421)073095 = 181 кHм
γ f 1 γ f 2 – коэффициенты надежности по нагрузке от временной нагрузки и от собственного веса стальных конструкций.
а – ширина грузовой площади.
По ГОСТ 8239–89 назначаем двутавр №27 со следующими характеристиками:
qn = (qn1 + qn2+3 ) aγn = (21 + 1187)073095 = 154 кHм
В ходе проведения проверки было установлено что выбранный мною двутавр №27 не обеспечивает условие жесткости балки следовательно выбираем двутавр №30 со следующими характеристиками:
Ix=7080 см4 (Момент инерции)
Wx=472 см3 (Момент сопротивления)
Sx=268 см3 (Статический момент)
h= 300 мм (высота двутавра)
b = 135 мм (ширина полки двутавра)
tw = 65 мм (толщина стенки)
tf = 102 мм (средняя толщина полки)
ρl = 465 кгм (линейная плотность).
qn3 = ρl* g = 46510 = 465 Hм = 0465 кНм .
qn = (qn1 + qn2+3 ) aγn = (21 + 125)073095 = 154 кHм
Принятое сечение балки (Двутавр №30) удовлетворяет условиям прочности и погиба. Проверку касательных напряжений в прокатных балках при отсутствии ослабления опорных сечений обычно не производят так как она легко удовлетворяется из-за относительно большой толщины стенок балок.
Общую устойчивость балок настила проверять не надо так как их сжатые пояса надежно закреплены в горизонтальном направлении приваренным к ним настилом.
Произведем расчет металлоемкости каждого из вариантов:
На один пролет потребуется 828м2 настила толщиной 001м
gн= 0828* ρ = 0828*7800=6458 кг
ρ = 7800 кгм3 – плотность стали
балка двутавр №27 длиной 6м
gб=21*6* ρl = 50652 кг
ρl = 402кгм (линейная плотность двутавра№27).
Всего : gн +gб=115232 кг стали потребуется на один пролет.
На один пролет потребуется 828м2 настила толщиной 0012м
gн= 09936* ρ = 09936*7800=7750 кг
балок двутавр №30 длиной 6м
gб=18*6* ρl = 5022 кг
ρl = 465 кгм (линейная плотность двутавра№30).
Всего : gн +gб=12772 кг стали потребуется на один пролет.
Вывод: по расходу металла выгоднее Вариант 1.
Конструирование и расчёт главной балки
1. Подбор и компоновка сечения главной балки
При больших значениях момента сопротивления сечения когда прокатные балки не удовлетворяют условиям прочности жесткости и устойчивости проектируются балки составного сечения. Главная балка проектируется сварная составного сечения состоящая из трех листов - стенки и двух поясов.
Устанавливается расчетная схема балки (рис.5)
Рис.5 Расчетная схема балки и сечение балки
Определяем нормативную и расчетную нагрузки на балку:
Определяем расчетный изгибающий момент в середине пролета
Поперечную силу на опоре:
Главную балку рассчитываем с учетом развития пластических деформаций. Определяем требуемый момент сопротивления балки первоначально принимая с1=с=11:
Минимальная высота определяется из условия ее жесткости:
Определяем оптимальную высоту (высота при наименьшем расходе стали):
где k – конструктивный коэффициент 115 – 12; tw – толщина стенки;
Предварительно задав ее высоту h(110)L138 м и рассчитав толщину стенки по формуле:
tw=7+3h1000 мм; tw=7+3·13801000=1114мм.
Принимаем толщину стенки 12мм.
Сравнивая полученные высоты принимаем высоту балки близкую к оптимальной ; h>hm 130см>11845см;
Проверяем принятую толщину стенки:
) по эмпирической формуле:
tw=7+3h1000=7+3·13001000=10.911 мм;
) из условия работы стенки на срез ее толщина определяется по ф-ле:
где RS – расчётное сопротивление стали на срез. RS=058 RS=1392 кНсм2.
) из условия обеспечения местной устойчивости чтобы не применять продольных ребер жесткости по формуле:
Сравнивая полученную расчетным путем толщину стенки с принятой (12 мм) приходим к выводу что она удовлетворяет условию прочности на действие касательных напряжений и не требует укрепления ее продольным ребром жесткости для обеспечения местной устойчивости.
Размеры горизонтальных поясных листов находим исходя из необходимой несущей способности балки. Для этого вычисляем требуемый момент инерции сечения балки:
Находим момент инерции стенки балки принимая толщину поясных листов:
tf=2tw=мм; tf=25 мм.
Момент инерции приходящийся на поясные листы:
Момент инерции поясных листов балки относительно ее нейтральной оси If2Af(h02)2
где Аf – площадь сечения пояса h0=h–tf =130–25 = 1275см. Моментом инерции поясов относительно их собственной оси ввиду его малости пренебрегаем. Отсюда получаем требуемую площадь сечения поясов балки:
Требуемая ширина поясного листа:
Принимая пояса из универсальной стали 400×25 мм проверяем исходя из условия обеспечения местной устойчивости по формулам:
т.е. местная устойчивость сжатого пояса обеспечена.
По прил. 5[1] уточняем ранее принятый коэффициент учета пластической работы с=11 который соответствует с=112.
Проверим несущую способность балки исходя из устойчивости стенки в области пластических деформаций балки в месте действия максимального момента где Q и =0:
Подобранное сечение балки проверяем на прочность. Для этого определяем момент инерции и момент сопротивления балки:
Наибольшее нормальное напряжение в балке по формуле:
Недонапряжение не должно быть более 5%:
Подобранное сечение балки удовлетворяет проверке прочности и не имеет недонапряжения больше 5%. Проверку прогиба балки делать не нужно так как принятая высота сечения больше минимальной и регламентированный прогиб будет обеспечен.
2. Проектирование изменения сечения по длине балки
Сечение составной балки подобранное по максимальному изгибающему моменту можно уменьшить в месте уменьшения изгибающих моментов. Место изменения сечения принимается на расстоянии х=16L от опоры (рис.6). Сечение изменяется уменьшением ширины поясов.
Рис.6 Схема изменения сечения
Rwf = 085 Ry = 085·23= 1955 кНсм2.
Определяем расчетный момент и перерезывающую силу в сечении:
Определяем требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного сечения исходя из прочности сварного стыкового шва работающего на растяжение:
Определяем требуемый момент инерции поясов :
Требуемая площадь сечения поясов:
Аf1=2If1h02=2·12752=6375см2.
bтрf1=Af1tf=637525=255см.
Принимаем пояс 260×25мм.Принятый пояс удовлетворяет рекомендациям
bf1>18 см и bf1> 26>13; bf1>05 26>20.
Определяем момент инерции и момент сопротивления уменьшенного сечения:
кНсм2 Rwf=085·23=1955 кНсм2.
Прочность балки в измененном сечении обеспечена.
3. Проверка прочности устойчивости и прогиба составной балки
Проверка прочности балки.
Проверяем максимальные нормальные напряжения в поясах в середине балки по формуле:
Проверяем максимальное касательное напряжение в стенке на опоре балки по формуле:
Условие выполняется.
где S1 - статический момент полу сечения балки:
При опирании на верхний пояс балки конструкции передающей неподвижную сосредоточенную нагрузку необходима проверка балки на местные напряжения сминающие стенку (рис.7)
Рис.7 К проверке прочности стенки главной балки
Проверяем местные напряжения в стенке под балками настила:
где кН – опорные реакции балок настила; lef=b+2tf=125+2·25=175 см – длина передачи нагрузки на стенку балки.
Ввиду наличия местных напряжений действующих на стенку балки надо проверить совместное действие нормальных касательных и местных напряжений на уровне поясного шва под балкой настила по уменьшенному сечению вблизи места изменения сечения пояса. В данном случае такого места нет так как под ближайшей балкой настила будет стоять ребро жесткости которое воспримет давление балок настила и передачи давления на стенку в этом месте не будет. Поэтому проверяем приведенные напряжения в сечении 1-1 – месте изменения сечения балки (где они будут максимальны) по формуле:
кНсм2 – расчётное нормальное напряжение;
кНсм2 –касат. напряжение в краевом участке стенки;
Проверки показали что прочность балки обеспечена.
Проверяем общую устойчивость балки в месте действия максимальных нормальных напряжений принимая за расчетный пролет l0 – расстояние между балками настила. Устойчивость балок можно не проверять при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил непрерывно опирающийся на сжатый пояс и надежно с ним связанный а также при отношении расчетной длины l0 участка балки между связями препятствующими поперечным смещениям сжатого пояса балки к его ширине b не превышающим значения:
Проверка устойчивости сжатого пояса производиться в месте максимальных напряжений – в середине пролета балки где возможны пластические дефформации.
где так как =0 и с1=с.
В месте уменьшенного сечения балки (балка работает упруго и =1)
Обе проверки показали что общая устойчивость балки обеспечена.
Проверка прогиба (второе предельное состояние) балки может не производиться т.к принятая высота балки больше минимальной h=130см>1185см=hmin.
4. Проверка и обеспечение местной устойчивости
элементов главной балки
Рис.8 К расчету честной устойчивости главной балки
Проверка устойчивости сжатого пояса производится в месте максимальных нормальных напряжений в нем – середине пролета балки где возможны пластические деформации. Так как условная гибкость стенки балки:
то вертикальные ребра жесткости необходимы. Ребра располагаем в местах опирания балок настила. Кроме того в зоне учета пластических деформаций необходима постановка ребер жесткости под каждой балкой настила т.к. местные напряжения в стенке этой зоны недопустимы. Расстояние между поперечными ребрами не должно превышать 2hw=2*125=250см
Определяем длину зоны использования пластических деформаций в стенке по формуле:
Проверку устойчивости стенки балки среднего отсека (зона развития пластических деформаций) выполним по ф-ле:
Расчетное сечение отсека найдем на расстоянии h2= 625мм от правой стороны отсека и совместим его с местом опирания балки настила. Проверяем 2 отсек:
Определяем действующие напряжения:
Определяем критические напряжения:
- отношение большей стороны отсека к меньшей;
Размеры отсека аh =2.44 и loc 2 = 429 2166= 026 определяем:
По табл 7.6 [1] при =227 и аh =2.44 предельное значение loc 2=0817 расчетное значение loc 2=0260817 поэтому:
где сcr=336принимается по табл. 7.4[1] в зависимости от степени упругого защемления при =227
Определяем подставляя из табл 7.5[1] значение a2 вместо а
с1=257 определяем по табл. 7.5[1] при =227 .
Вычислив действующие и критические напряжения проверим устойчивость стенки:
Проверка показала что устойчивость стенки обеспечена и постановка ребер жесткости на расстоянии а2=3050 мм возможна.
Аналогично проверяем устойчивость опорного отсека расчетное сечение совместим с местом опирания балки настила в месте максимальной поперечной силы.
Размеры отсека аh =186 и loc 3 = 429 932= 046 определяем:
По табл 7.6 [1] при =148 и аh =186 предельное значение loc 2=0438 расчетное значение loc 3=0460543 поэтому:
где сcr=324 принимается по табл. 7.4[1] в зависимости от степени упругого защемления при =148
с1=192 определяем по табл. 7.5[1] при =148 .
Для укрепления стенки применяем односторонние поперечные ребра из полосовой стали по ГОСТ 103–76* (табл. П9.8) [2] согласно п. 1.4.5. [2]. Ширина ребра bh ≥ 1250 24 + 50 = 102 мм принимаем 110мм Толщина ребра
th ≥ 2 120 = 8 мм Окончательно принимаем ребро из полосы 110×8
5. Расчёт и конструирование узлов главной балки
Расчёт поясных швов сварной балки
Швы выполняем двусторонние автоматической сваркой в лодочку сварочной проволокой Св-08А. Определяем толщину шва:
По табл. 5.1.[1] определяем Rwf = 180 Мпа = 18 кНсм2 а по приложению 4.[1] Rwz = 165 Мпа = 165 кНсм2. По табл. 5.3.[1] определяем f = 11; z = 115.
Определяем более опасное сечение шва:
Принимаем по табл. 5.4.[1] минимально допустимый при толщине пояса
tf = 25 мм шов kf = 7 мм что больше получившегося по расчёту kf = 148 мм.
Расчет монтажного стыка сварной балки
Стык делается в середине пролета где М=38626 кНм Q=0 кН. Стык осуществляем высокопрочными болтами d=20 мм из стали 40Х «селект» имеющей по табл. 6.2[1] =1100МПа=110кНсм2; обработка поверхности газопламенная. Несущая способность болта имеющего две плоскости трения определяется по формуле:
где Rвбр=07 Rнв; Rнв – нормативное временное сопротивление материала болта по табл. 6.2.[1]; Абнт – площадь сечения болта нетто по табл. 6.3.[1]; γб – коэффициент условий работы болтового соединения при разности номинальных диаметров отверстий и болтов более 1мм. γб=085;
– коэффициент трения по табл. 6.4.[1]; k – число расчётных плоскостей трения одного болта.
Рис.9. Монтажный стык сварной балки
Стык поясов. Каждый пояс балки перекрываем накладками сечениями 400*14 мм (наружная накладка) и 2*160*14 мм (внутренние полунакладки) общей площадью сечения:
Ан = 14 (40 + 2.16) = 1008см2.
Усилие в поясе определяем по формуле:
Мf = М IfI = 38626. ( )= 31024кНм;
Nf = Mfh0 = 310241275= 190842кН
Количество болтов для прикрепления накладок рассчитывается по формуле:
n = NfQвб= 190842132= 144.
Принимаем 16 болтов.
Стык стенки. Стенку перекрываем двумя вертикальными накладками сечением 320*8 мм и длиной 1200
Момент действующий на стенку определяем по формуле:
Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов:
amах = 1200 - 2.80 =1040мм.
Находим коэффициент стыка
Из табл. 7.8.[1] находим количество рядов болтов по вертикали. Принимаем 15 рядов с шагом 693 мм. =70мм
Проверяем стык стенки по формуле:
Nmax = кНQвб = 132 кН
Проверяем ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d0=22 мм (на 2 мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен двумя отверстиями по краю стыка:
Ослабление пояса можно не учитывать.
Проверяем ослабление накладок в середине стыка четырьмя отверстиями
см2. 085 Af= 8925см2.
Принимаем накладки толщиной 14 мм:
см2 >085 Af= 8925см2.
Расчет опорного ребра сварной балки
Опорная реакция балки:
Определяем площадь смятия торца ребра по формуле:
Ap = FRр = 11196355=315см2
где Rр - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности прил. 4[1]. Rр =355 МПа = 355 кНсм2.
tр=Ар bр=31523=15226=14см
Принимаем ребро 250*14 мм
Ар = 25.14=35 см2>315 см2.
Проверяем опорную стойку балки на устойчивость относительно оси z. Ширина участка стенки включенной в работу опорной стойки:
кНсм2 Ry = 23 кНсм2.
Рассчитываем прикрепление опорного ребра к стенке балки двусторонними швами полуавтоматической сваркой проволокой Св-08Г2. Предварительно находим параметры сварных швов и определяем минимальное значение.
По табл. 5.1[1] =215 МПа = 215 кНсм2;
По прил. 4[1] =160 МПа = 16 кНсм2;
По табл. 5.3[1] =09; z =105.
=09.215=193 кНсм2>Rwz = 105.16= 168 кНсм2.
Определяем катет сварных швов по формуле:
Принимаем шов kf=7мм что равно kfmin=7мм.
Определяем длину рабочей части шва:
Ребро приваривается к стенке по всей высоте сплошными швами.
Конструирование и расчет центрально-сжатой колонны
1. Подбор сечения стержня колонны
N=2F=2.11196=22392 кН
Принимаем двутавровое сечение стержня колонны сваренное из трех листов.
Рис.10. поперечное сечение колонны
Определяем длину колонны:
hп=tн+ hбн+ hгб+20мм;
l =9200 – 10 – 270 – 1300 – 20 + 600=8200 мм.
Задаемся гибкостью и находим соответствующее значение (табл. 2 приложения 1)[2]. Определяем:
Требуемая площадь поперечного сечения колонны:
Требуемый радиус инерции сечения: см2;
Ширина сечения: bmp= imp = 83024 = 345см2.
Принимаем сечение полки 40*14 см и сечение стенки 40*12 см.
Площадь поперечного сечения колонны: А=2.40.14+40.14=160 см2.
Проверяем общую устойчивость колонны. Устанавливаем что момент инерции сечения относительно оси у меньше момента инерции относительно оси х поэтому проверяем общую устойчивость относительно оси у:
По значениям γy и Ry по табл.2. приложения 1[2]. определяем коэффициент φ=0754. Напряжение:
Недонапряжение составляет:
Определяем условную гибкость стенки:
Местная устойчивость стенки при > 2 проверяется по формуле:
Условие выполняется. Стенка устойчива. Проверяем местную устойчивость полки:
Условие выполняется. Таким образом расчеты показали что стенка и полка удовлетворяют требованиям устойчивости.
2. Конструирование и расчет базы колонны
Бетон фундамента класса В125; призменное сопротивление бетона осевому сжатию Rb = 75 МПа = 075 кНсм2. Нагрузка на базу колонны: N = Nкол+G
где Nкол - максимальная продольная сила на опоре; G - вес колонны.
N= 22392+879=224799 кН.
Требуемая площадь плиты базы:
Принимаем плиту размерами 500*650 мм Апл=50*65=3250 см2.
Рис. 11. База центрально-сжатой колонны
Напряжение под плитой базы:
Конструируем базу с траверсами толщиной 12 мм. Привариваем их к полкам колонны и к плите угловыми швами. Для определения толщины плиты вычислим изгибающие моменты на разных участках принимая q.
Участок 1 опирается на 4 канта. Отношение сторон: .
По табл. 2 принимаем значение коэффициента .
Участок 2 опирается на три канта. При отношении сторон > 2 рассчитывается как консольный.
Участок 3 консольный. Изгибающий момент не находим так как он имеет меньший консольный свес чем участок 2.
Определим толщину плиты по максимальному моменту:
см; принимаем толщину плиты 36 мм.
В запас прочности принимаем что усилие в колонне полностью передаётся через траверсы на плиту; при этом прикрепление торца колонны к плите (сварными швами) не учитывается.
Крепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С.
Расчетное сопротивление металла шва Rwf =215МПа = 215 кНсм2 (табл. 5.1 [1]). Расчетное сопротивление металла границы сплавления Rwz= 16 кНсм2 (табл.1 приложения 1). Устанавливаем расчетное сечение сварного соединения.
Принимаем по табл. 5.3 [1] коэффициенты: = 1 = 07.
по границе сплавления: . Rwz =1.1.16=16 кНсм2
по металлу шва: кНсм2 16 кНсм2.
Второе произведение меньшее поэтому расчетным является сечение по металлу сварного шва.
Определяем высоту траверсы по формуле:
Принимаем высоту траверсы 500 мм.
Проверяем допустимую длину сварного шва:
Требование к максимальной длине шва выполняется.
Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами kf=1 см.
Проверим прочность швов:
Швы удовлетворяют условиям прочности. Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами kf = 6 мм так как эти швы в расчете не учитывались.
3. Конструирование и расчёт оголовка колонны
На колонну сверху свободно опираются балки. Усилие на стержень колонны передается опорными ребрами балок через плиту оголовка. Ширина опорных ребер балок bp =250 мм. На колонну действует продольная сила N = 224799 кН. Торец колонны фрезерован. Толщину плиты оголовка принимаем равным 25 мм.
Рис. 11. Конструирование оголовка сплошной колонны
Плита поддерживается ребрами приваренными к стенке колонны. Толщину ребер определяем из условия смятия:
Acм=NRp=22479935=7831 см2
где Rp - расчетное сопротивление торцевой поверхности на смятие
Усилие N передается на колонну по длине:
lсм = bp+2tпл= 250+2.25 = 300 мм = 30 см.
Принимаем толщину ребра 28 мм.
Высота ребра оголовка определяется требуемой длиной сварных швов. Сварка выполняется полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С.
Расчетное сопротивление металла шва Rwf =215 кНсм2 (табл. 5.1 [1]). Расчетное сопротивление металла границы сплавления Rwz= 16кНсм2 (табл.1 приложения 1[2]).
Устанавливаем расчетное сечение сварного соединения. Принимаем по табл. 5.3 [1] коэффициенты: = 1 = 07.
Расчётным является сечение по металлу шва.
Принимаем высоту ребра 42 см.
Проверим подобранную толщину ребра из условия среза:
Проверим толщину стенки колонны в месте приварки ребер из условия работы ее на срез. Толщина ребра определится:
то есть толщина стенки колонны в месте приварки ребер должна быть равной 2461см что больше расчетной толщины стенки колонны поэтому предусматриваем вставку в стенку колонны толщиной 25 см на высоту 50 см.
Список использованной литературы
Е.И. Беленя «Металлические конструкции». Учебник для вузов – М.: Стройиздат 1985. – 560 с.
О.В.Евдокимцев О.В.Умнова «Проектирование и расчет стальных балочных клеток» Учебное пособие изд: ТГТУ 2005г.
СНИП II-23-81*. «Стальные конструкции». Нормы проектирования. М.: ЦИТП Госстроя СССР 1990. – 96 с.
СНИП II-2.01.07-85. «Нагрузки и воздействия». 1 дополнение раздел 10 «Прогибы и перемещения». М.: 1989.